/
Author: Мурашев В.И.
Tags: строительные конструкции железобетонные конструкции справочник проектировщика гражданское строительство
Year: 1959
Text
ПЕРЕЧЕНЬ ТОМОВ, ВХОДЯЩИХ В СЕРИЮ СПРАВОЧНИКОВ проектировщика ПРОМЫШЛЕННЫХ, ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
том I. Архитектура промышленных зданий и сооружений.
том II. Архитектура жилых и гражданских зданий
том III. Градостроительство
том IV. Расчетно-теоретический
том V. Сборные железобетонные конструкции
том VI. Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений
том VII. Каменные и армокаменные конструкции промышленных зданий и сооружений
том VIII. Конструкции жилых и гражданских зданий
том IX. Основания и фундаменты
том X. Внутренние санитарно-технические устройства промышленных, жилых и гражданских зданий
часть 1. Отопление, водопровод и канализация
часть 2. Вентиляция, конДТционирование и автоматика
том XI. Наружные трубоп]!оводы промышленных предприятий и населенных мест
часть 1. Водоснабжение
часть 2. Канализация
часть 3. Теплофикация
том XII. Промышленный, транспорт
том XIII. Проектирование организации и производства строительно-монтажных работ (промышленные здания и сооружения)
том XIV. Проектирование организации и производства строительных и монтажных работ (жилые и гражданские здания)
том XV.-Производственные предприятия строительства
/КХДЕМИЯ СТРОИТЕЛЬСТВА И АРХИТЕКТУРЫ СССР
НУУЧНО-ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ ИНСТИТУТ БЕТОНА И ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
СПРАВОЧНИК ПРОЕКТИРОВЩИКА
СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
под общей редакцией
действ, чл. Академии строительства и архитектуры СССР проф. д-ра техн, наук В. И. МУРАШЕВА
ГОСУДАРСТВЕННОЕ ИЗДАТЕЛЬСТВО ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ, АРХИТЕКТУРЕ И СТРОИТЕЛЬНЫМ МАТЕРИАЛАМ
Москва — 1 959
Научный редактор — инж. Л. Е. Темкин
В справочнике «Сборные железобетонные конструкции» даны сведения и рекомендации, необходимые при расчете и конструировании сборных железобетонных конструкций для промышленного и гражданского строительства.
В главах I —IV приводятся данные о физико-механических свойствах как бетона и арматуры, так и железобетона в целом.
Главы V—XXI посвящены расчету и конструированию современных сборных конструкций и их элементов из обычного и предварительно напряженного железобетона, применяемых в строительстве жилых и общественных зданий, в строительстве одноэтажных и многоэтажных производственных зданий, в сельском строительстве и т. д. Приводятся типовые решения и технико-экономические характеристики этих конструкций, а также конструкций сопряжений элементов и стыков.
В главах XXII—XXIV излагаются основные данные по отделке лицевых поверхностей железобетонных панелей и блоков, методам монтажа, а также даются некоторые техника-экономические нормативы, необходимые при проектировании сборных железобетонных конструкций.
Заключительная XXV глава содержит наиболее употребительные справочные материалы общего характера.
Справочник предназначается для инженеров-проектировщиков и строителей и может быть использован средним техническим персоналом проектных и производственных организаций.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Предисловие
5
Глава I. Бетоны для сборных железобетонных и бетонных конструкций (С. А. Миронов)
| 1. Классификация бетонов................................. 7
| 2. Материалы для бетона ................................. —
I 3. Бетон тяжелый (обычный).............................. 10
I 4. Расчет состава бетона...............; . . . ... 14
| 5. Быстротвердеющие высокопрочные бетоны................. —
| 6. Легкие бетоны на пористых заполнителях .............. 15
I 7. Ячеистые бетоны....................................... —
5 8. Крупнопористый бетон................................. 16
Литература............................................ 17
Глава II. Основные физнко-механнческие свойства бетона (С. В. Александровский, К. Э. Таль)
§ I. Температурно-усадочные деформации бетона...... 19
§ 2. Прочность бетона.............................. 22
§ 3. Деформации бетона при кратковременном нагружении . 25
§ 4. Деформации бетона при длительном загружении .... 29
Литература ......................................... 30
Глава Ш. Арматура железобетонных конструкций
(С. А.. Дмитриев, Н. М. Мулин)
§ 1. Арматурные стали и требования к ним ............... 31
§ 2. Сварная арматура................................... 36
Литература ......................................... 42
Глава IV. Фнзико-механнческие свойства ж е-лезобетонж (В. И. Мурашев, Э. Е. Сигалов)
§ 1. Основные физические особенности.............. 43
§ 2. Усадка железобетона .............................. 44
§ 3. Ползучесть железобетона...................... 45
§ 4. Стадии напряженно-деформированного состояния железобетонных элементов............................. 46
§ 5. Величина разрушающего усилия ...................... 48
§ 6. Зависимость напряжения—деформации при сжатии ... 50
§ 7. Зависимость напряжения—деформации при растяжении . 53
§ 8. Зависимость напряжения—деформации при изгибе ... 54
§ 9. Перераспределение усилий в железобетонных конст-
рукциях ............................................ 56
Литература ......................................... 59
Глава V. Расчет и конструирование элементов
(Я. М, Немировский, |Я. Л. Габенкин,\ К. Э. Таль)
§ 1. Принятые обозначения ................................ 60
§ 2. Основные положения расчета элементов железобетонных конструкций .......................................... 61
§ 3. Расчет прочности железобетонных элементов............ 65
§ 4. Основные требования по конструированию сборных элементов из обычного железобетона........................ 89
§ 5. Расчет деформаций, образования и раскрытия трещин в изгибаемых железобетонных элементах....................... 90
Литература ............................................ 104
Глава VI. Расчет в конструирование сборных конструкций из предварительно напряженного железобетона (С. А. Дмитриев, Б. А. Калату ров)
§ 1. Принятые основные обозначения........................ 106
§ 2. Общие сведения....................................... 108
§ 3. Основные расчетные положения......................... 118
§ 4. Определение напряжений в бетоне и арматуре........ 120
§ 5. Расчет несущей способности элементов предварительно напряженных железобетонных конструкций..................... 122
§ 6. Расчет сечений элементов предварительно напряженных железобетонных конструкций на образование трещин . 131
§ 7. Расчет деформаций элементов предварительно напряженных железобетонных конструкций.......................... 138
Стр.
§ 8. Расчет раскрытия трещин в элемент* х предварительно напряженных железобетонных конструкций .... 139
§ 9. Общие принципы конструирования.................... 140
§ 10. Примеры расчета предварительно напряженных железобетонных конструкций................................ 152
Литература........................................ 158
Глава VII. Стыки и узлы сборных железобетонных элементов (3. И. Брауде, С. М. Крылов)
§ 1. Общие принципы проектирования стыков............... 160
§ 2. Конструкции основных узлов и стыков сборных железобетонных элементов.................................... 165
Литература.......................................... 174
Глава VIII. Теплоизоляция наружных ограждений (К. Ф. Фокин)
§ 1. Теплоизоляционные материалы........................ 176
К 2- Расчет теплоизоляции наружных ограждений......... —
§ 3. Расчет утепления ограждений в местах наличия в них теплопроводных включений............................. 179
Литература.......................................... 183
Глава IX. Звукоизоляция внутренних ограждений из сборного железобетоне: (Н. М. Гусев)
§ 1. Нормы звукоизоляции. Критерий для оценки и контроля звукоизоляции........................................... 184
§ 2. Звукоизолирующие и звукопоглощающие материалы и условия их применения в сборных железобетонных конструкциях........................................... 185
§ 3. Расчет звукоизоляции помещений от воздушного шума. Конструкции стен и перегородок.......................... 186
§ 4. Расчет звукоизоляции помещений от ударного шума. Конструкции междуэтажных перекрытий................... 188
§ 5. Приближенные (полевые) методы контроля за качеством звукоизоляции .......................................... 19-
Литература ....................................... —
Глава X. Основные сведения по огнестойкости железобетонных сборных конструкций (А. И. Яковлев)
§ 1. Понятие предела огнестойкости железобетонных конструкций ...............................•............... ‘93
§ 2. Расчет огнестойкости................................. “
§ 3. Изменение механических характеристик арматурных сталей и бетона с ростом температуры..................... ~*
§ 4. Фактические пределы огнестойкости /7ф и время до полного разрушения статически определимых изгибаемых элементов............................................... 195
§ 5. Огнестойкость статически неопределимых балок и плит 197
§ 6. Огнестойкость центрально нагруженных колонн .... 198
§ 7. Огнестойкость несущих стен...................... —
Литература............................................ —
Глава XI. Динамический расчет железобетонных сооружений (Б. Г. Коренев)
§ 1. Основные сведения по теории колебаний............ 199
§ 2. Динамические нагрузки...............•............ 201
§ 3. Динамический расчет сооружений......•............ 202
§ 4. Способы уменьшения колебаний конструкций, несущих машины с динамическими нагрузками..................... 206
Литература........................................ 208
Глава XII. Основные положения по проектированию противокоррозионных защит сборных железобетонных конструкций (70. В. Дерешкевич, В. М. Москвин)
§ 1. Общие положения.................................. 209
§ 2. Защита подземных частей сооружений и конструкций 210
§ 3. Защита бетонных и железобетонных конструкций стен, колонн и перекрытий ..................................... 2П
§ 4. Защита полов, желобов и приямков........• ....
4
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Стр.
§ 5. Составы химически стойких растворов, бетонов, мастик, клеев и др...........................................
Литература ......................................
Глава ХШ. Стекложелезобетонные элементы сборных конструкций (И. М. Гусев)
§ 1. Общие сведения о стекложелезобетонных ограждениях
§ 2. Стеклянные изделия и материалы, применяемые при устройстве стекложелезобетонных ограждений...........
§ 3. Физико-технические и механические свойства стекложелезобетонных ограждений.............................
§ 4. Расчет и конструирование стекложелезобетонных элементов ..............................................
§ 5. Строительные качества стекложелезобетонных конструкций. Технико-экономические данные....................
6. Эксплуатационные качества стекложелезобетонных ограждений..........................................
Литература .......................................
л а в а XIV. Сборные конструкции жилых и общественных зданий (Л. Л. Лурье, В. В. Макаричев, В. А. Шевченко)
§
1. Конструктивные решения зданий
§ 1. Конструктивные решения зданий...................
§ 2. Элементы конструкций............................
Литература ................................ • ...
Глава XV. Сборные конструкции одноэтажных производственных зданий (Б. Ф. Васильев, М. Г. Костю-ковский)
§ § § § § § § § § §
1. Конструктивные решения зданий................
2. Фундаменты...................................
3. Колонны......................................
4. Основные несущие конструкции покрытий........
5. Второстепенные элементы конструкций покрытия . .
6. Фонари.......................................
7. Подкрановые балки ...........................
8. Крупнопанельные стены........................
9. Фундаментные и обвязочные балки..............
10. Оболочки......................................
Г
лава XVI. Сборные конструкции многоэтажных производственных зданий (И. Л. Магарик)
§ 1. Конструктивные решения зданий....................
§ 2. Элементы сборных конструкций. ... •.............
§ 3. Технико-экономическое сравнение различных типов конструктивных решений .... •........................
Литература...............................
Глава XV1K Сборные конструкции сельскохозяйственных зданий и сооружений (Д. А. Ильяшевский)
§ 1. Конструктивные решения з ганий и сооружений.....
§ 2. Конструкции заводского изготовления..............
§ 3. Элементы конструкций, изготовляемые силами колхозов, совхозов и др .......................................
§ 4. Элементы конструкций силосных сооружений........
§ 5. Элементы конструкций парников и теплиц..........
Литература ......................................
Глава XVIII. Водопроводные и канализационные сооружения (А. Ф. Лариков, И. Г. Людковский, A Ji. Попов, Т. Т. Стулов, Л. П. Трусов)
§ 1. Железобетонные заглубленные резервуары для воды . .
§ 2. Железобетонные водонапорные башни...............
§ 3. Железобетонные нефтеловушки.....................
§ 4. Железобетонные колодцы..........................
215
217
218
223
227
228
230
231
240
274
275 279 285 302
319 331 333 345
350 356
361
371
382
383
384 390
398
402
407
410
411
417
425
427
§'5. Железобетонные коллекторы......................
§ 6. Бетонные и железобетонные трубы................
Литература .....................................
Глава XJX. Сборные конструкции на дорогах промышленных предприятий (Н. М. Виноградов)
§ 1. Железобетонные трубы под дорожными насыпями . . .
§ 2. Железнодорожные мосты..........................
§ 3. Автодорожные и городские мосты.................
§ 4. Железобетонные шпалы...........................
§ 5. Плиты для покрытий автодорог...................
Литература......................................
Глава XX. Сборные конструкции каналов, тоннелей, подпорных стен, разгрузочных и бункерных эстакад, бункеров и силосов (Н. А. Ушаков)
§ 1. Каналы и тоннели...............................
§ 2. Подпорные стены................................
§ 3. Разгрузочные эстакады..........................
§ 4. Бункерные эстакады доменных цехов..............
§ 5. Бункеры........................................
§ 6. Силосы.........................................
435
440
456
457
459
468
475
477
478
479 495 498 503 510
519
Глава XXI. Сборные железобетонные конструкции опор для линий электропередачи (П. М. Свгрдлов, Т. С. Тер-Ованесов)
§ 1. Общие данные..................................... 527
§ 2. Железобетонные опоры.............................. 528
§ 3. Железобетонные фундаменты под стальные опоры . . . 540
§ 4. Железобетонные насыпи для деревянных опор...... 544
Литература......................................... 545
Глава XXII. Отделка лицевых поверхностей панелей и блоков наружных стен (Б. Н. Гладков, Г, В. Косточкинл) 546
Глава XXIII. Монтаж сборных железобетонных кон-
струкций (Н. М. Курек, М. В. Островский, 3. М. Пе-) рельштейн)
§ 1. Организация монтажных работ....................... 550
§ 2. Производство монтажных работ при сборке жилых и гражданских зданий..................................... 554
§ 3. Производство монтажных работ при сборке промышленных зданий............................................. 562
Литература......................................... 564
Глава XXIV. Экономика сборных железобетонных конструкций (Д. И. Букштейн, В. Г. Михайлов)
§ 1. Общие данные ..................................... 555
§ 2. Себестоимость производства сборных железобетонных конструкций и изделий...............................- 566
§ 3. Определение стоимости и методика оценки экономической эффективности сборных железобетонных конструкций ..................г ............................ 568
§ 4. Технико-экономические нормативы для определения заводской себестоимости сборных железобетонных конструкций .............................................. 570
§ 5. Примеры расчета стоимости сборных железобетонных подкрановых балок...................................... 573
Глава XXV. Данные для расчета конструкций (Э. Е. Сигалов)
§ 1. Нагрузки.................’.....................• 577
§ 2. Усилия и деформации.............................. 579
§ 3. Сортаменты арматуры.............................. 600
ПРЕДИСЛОВИЕ
Контрольными цифрами развития народного хозяйства СССР на 1959—1965 гг. намечено резкое увеличение применения сборного железобетона, что имеет решающее, значение для дальнейшей индустриализации строительства, которая требует максимальной сборности зданий и сооружений, для ускорения темпов, снижения стоимости и трудоемкости строительства. Широкое внедрение сборного железобетона является важнейшим условием технического прогресса в строительстве. Сборный железобетон— это наиболее универсальный материал для несущих и ограждающих конструкций зданий и сооружений. Его способность удовлетворять разнообразным техническим и экономическим требованиям, предъявляемым к несущим и ограждающим конструкциям, определяется возможностью изменения физических и механических свойств бетона в весьма широких пределах, возможностью использования для арматуры сталей высокой прочности и, наконец, возможностью создания разнообразных эффективных конструктивных решений, соответствующих технологии заводского производства.
За последние годы накоплен значительный опыт применения сборного железобетона в строительстве, проведены большие исследовательские и проектные работы по разработке элементов и стыков сборных конструкций, разработаны типовые решения многих сборных железобетонных конструкций, проведена большая работа по созданию и освоению прогрессивных методов изготовления железобетонных изделий, в частности метода проката, кассетного способа и др.
На этой основе появилась возможность отобрать и рекомендовать в той или иной мере апробированные практикой решения конструкций и методы их проектирования.
С этой целью и предпринято составление настоящего справочника по проектированию сборных железобетонных конструкций.
Основная часть справочника (главы V—XXI) посвящена расчету и проектированию современных сборных железобетонных конструкций и их элементов, типовым решениям и технико-экономическим характеристикам этих конструкций, а также конструкциям сопряжений элементов и стыков.
Современные сборные железобетонные конструкции в связи с применением тонкостенных сечений, предварительного напряжения, арматуры из сталей повышенной и высокой прочности, особенно высокопрочной холоднотянутой проволоки, а также разнообразных по виду и по прочности бетонов и т. п. существенно отличаются как по своим физико-механическим свойствам, так и по характеру работы в условиях эксплуатации от ранее применявшихся монолитных конструкций.
В связи с этим для - проектирования современных сборных конструкций необходимо знать не только физико-механические свойства бетона и арматуры, но и железобетона в целом. С этой целью в главе IV справочника приводятся данные о физико-механических свойствах железобетона, которые положены в основу совре
менных методов расчета железобетонных конструкций и знакомство с которыми необходимо проектировщику.
В проектировании современных сборных ограждающих и несущих конструкций большое место занимают расчеты и выбор конструктивных решений, обеспечивающих требуемые теплоизоляционные, звукоизоляционные и динамические свойства, а также огнестойкость этих конструкций. Необходимые расчетные и конструктивные данные по этим вопросам приведены в главах VIII—XI.
Во многих сооружениях железобетонные конструкции работают в условиях той или иной агрессивной среды. Для разработки необходимых в таких случаях мер защиты конструкций в главе XII приводятся сведения по проектированию противокоррозионной защиты сборных железобетонных конструкций.
В последнее время заметное применение получил стекложелезобетон; данные для проектирования сборных элементов из этого материала приводятся в главе XIII.
В главах XXII—XXIV излагаются основные данные по способам отделки лицевых поверхностей железобетонных панелей и блоков, методам монтажа, $ также даются некоторые технико-экономические показатели, которые необходимы при проектировании сборных железобетонных конструкций.
В справочнике не приводятся данные по технологии изготовления сборных конструкций, так как предполагается издать специальный справочник по этому вопросу.
Заключительная глава XXV содержит вспомогательные таблицы и графики нагрузок, веса основных строительных материалов, формулы для определения изгибающих моментов и деформации балок и рам, частот собственных колебаний рам и элементов, расчет колонн переменного сечения, сортамент арматуры и другие наиболее употребительные справочные материалы общего характера.
При составлении справочника авторы стремились к наибольшей конкретности и полноте справочного материала, а это в значительной степени зависит от уровня разработки и практической проверки тех или иных конструктивных решений и методов расчета, например наибольшая степень разработки и практической проверки достигнута в сборных железобетонных конструкциях жилых, общественных и одноэтажных производственных зданий. Поэтому главы XIV и XV, посвященные сборным конструкциям этих зданий, отличаются большей полнотой и конкретностью. Глава же XVI, в которой рассмотрены сборные конструкции многоэтажных производственных зданий, отличается некоторой схематичностью в связи с тем, что разработка и практическая проверка сборных конструкций зданий такого типа не доведены до такой степени законченности.
В справочник не включены материалы по сборным железобетонным конструкциям, применяемым в шахтном, гидротехническом и других отраслях строительства, где имеются свои специфические особенности расчета и проектирования; кроме того, сведения по этим отраслям строительства частично даны в специальной справочной литературе. С другой стороны, такие кон-
6
ПРЕДИСЛОВИЕ
струкции, как сборные конструкции из жароупорного железобетона, конструкции станков и прессов из сборного железобетона и др., не получили отражения в связи, с тем, что в этих новых областях применения сборный железобетон находится еще в стадии разработки и изучения. Поэтому настоящий справочник, являющийся одним из первых справочных пособий в этой области, естественно, не может претендовать на исчерпывающую полноту освещения столь сложного и большого материала, так как сборные железобетонные конструкции, даже в тех областях строительства, где они получили наибольшее применение, продолжают бурно развиваться. Появляются новые конструктивные решения элементов сборных конструкций с улучшенными технико-экономическими показателями по сравнению с уже применяющимися решениями.
Ряд новых конструкций был разработан за то время, пока справочник находился в производстве, и не мог быть включен в него. В то же время в некоторых главах имеются данные по отдельным конструктивным элементам, например составным предварительно напряженным балкам, некоторым типам ферм и т. д., которые широко применялись и сыграли положительную роль в развитии сборного железобетона, но в настоящее время начинают уступать место другим, более рациональным элементам.
Серьезного внимания заслуживают сборные железобетонные оболочки, которые в ближайшее время должны найти широкое применение в строительстве. Однако в период, когда составлялся справочник, не было достаточно отработанных и апробированных практикой конструкций оболочек, по которым можно было бы дать достаточно полные данные. Поэтому в главе XV по оболочкам даны лишь некоторые краткие сведения.
В составлении справочника приняли участие более 40 ведущих работников тех проектных и исследовательских организаций, в которых преимущественно разрабатываются рассматриваемые в каждой главе конструкции или методы расчета. Это способствовало квалифицированному и полному, в пределах возможного, освещению вопроса.
Отдельные главы написаны: I — чл.-корр. АСиА СССР проф. д-ром техн, наук С. А. Мироновым; II — кандидатами техн, наук С. В. Александровским (§ 1 и 4) и К. Э. Талем (§ 2 и 3); III — кандидатами техн, наук С. А. Дмитриевым и Н. М. Мулиным; IV — действ, чл. АСиА СССР проф. д-ром техн, наук В. И. Мурашевым и канд. техн, наук Э. Е. Сигаловым; V — канд. техн, наук Я. М. Немировским (§ 5), инж.|н. Л. Табенкиным|(§ 3), канд. техн, наук К. Э. Талем (§ 1,2 и 4); VI — кандидата
ми техн, наук С. А. Дмитриевым и Б. А. Калатуровым; VII — инж. 3. И. Брауде и канд. техн, наук С. М. Крыловым; VIII—д-ром техн, наук К. Ф. Фокиным; IX — чл.-корр. АСиА СССР проф. д-ром техн, наук Н. М. Гусевым; X — инж. А. И. Яковлевым; XI — проф. д-ром техн, наук Б. Г. Кореневым; XII—инж. Ю. В. Дерешкевичем и чл.-корр. АСиА СССР В. М. Москвиным; XIII—чл.-корр. АСиА СССР проф. д-ром техн, наук Н. М. Гусевым; XIV — инж. Л. Л. Лурье, канд. техн, наук В. В. Мака-ричевым и инж. В. А. Шевченко; XV — инж. Б. Ф. Васильевым и канд. техн, наук М. Г. Костюковским; XVI — инж. И. Л. Магариком; XVII — инж. Я. А. Ильяшевским; XVIII — инженерами А. Ф. Лариковым, Т. Т. Стуловым, Л. П. Трусовым (§ 1—5), кандидатами техн, наук И. Г. Людковским и А. Н. Поповым (§ 6); XIX — инж. Н. М. Виноградовым; XX — канд. техн, наук Н. А. Ушаковым; XXI—инженерами П. М. Свердловым и Г. С. Тер-Ованесовым; XXII — канд. техн, наук Б. Н. Гладковым и арх. Г. В. Косточкиной; XXIII — чл.-корр. АСиА СССР Н. М. Куреком, канд. техн, наук М. В. Островским и инж. 3. М. Перельштейном; XXIV— инж. Д. И. Букштейном и канд. техн, наук В. Г. Михайловым; XXV — канд. техн, наук Э. Е. Сигаловым.
Кроме этого, программа справочника и каждая глава в отдельности подвергались рецензированию.
По программе справочника рецензии даны действительными членами АСиА СССР профессорами А. А. Гвоздевым, В. В. Михайловым, П. Л. Пастернаком и инж. К. А. Шубиным.
Тексты отдельных глав справочника рецензировались действительными членами АСиА СССР профессорами А. А. Гвоздевым, В. И. Мурашевым, Б. Г. Скрамтаевым, чл.-корр. АСиА СССР В. П. Лагутенко, кандидатами технических наук Г. И. Бердичевским, В. М. Ильинским, Н. М. Мулиным, Я. А. Новиковым, инж. А. В. Перфильевым, кандидатами технических наук А. Н. Поповым, Э. Е. Сигаловым, инженерами У. Д. Урбан и Л. Е. Темкиным, кандидатами технических наук Е. 3. Шацким и П. И. Шуйским.
Авторы надеются, что данный справочник принесет практическую помощь в проектировании и строительстве сборных железобетонных конструкций в различных отраслях строительства.
Все замечания и пожелания относительно справочника просим направлять в адрес издательства: Москва, Рыбный пер., 3, Госстройиздат.
Действ, чл. АСиА СССР д-р техн, наук проф.
В. И. МУРАШЕВ
ГЛABA I
БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. КЛАССИФИКАЦИЯ БЕТОНОВ
Бетоны, применяемые для изготовления сборных железобетонных и бетонных конструкций различного назначения, в зависимости от своих физико-механических свойств подразделяются следующим образом:
1) по объемному весу в сухом состоянии на: тяжелые (обычные) — объемным весом от 1 800 до
2 600 кгДи3;
легкие — объемным весом от 600 до 1 800 кг/лс3;
теплоизоляционные — объемным весом 600 кг!м* и менее;
2) по пределу прочности при сжатии на марки:
для тяжелых бетонов — 25; 35; 50; 75; 100; 150; 200; 300; 400; 500 и 600;
для легких бетонов—10; 15; 25; 35; 50; 75; 100; 150; 200 и 300;
3) по степени морозостойкости, определяемой количеством циклов замораживания и оттаивания, на: Мрз— 10; 15; 25; 35; 50; 100; 150 и 200;
4) по степени водонепроницаемости, определяемой величиной наибольшего давления воды при испытании, на выдерживающие не менее 2 кг/см2 (В2); 4 кг 1см2 (В4) и 8 кг/см2 (В8).
В зависимости от исходных материалов, структуры и состава различают следующие основные виды бетонов:
1) тяжелые — на плотных заполнителях;
2) легкие — на пористых заполнителях;
3) крупнопористые—без мелких заполнителей;
4) мелкозернистые — на одних мелких заполнителях;
5) ячеистые — с замкнутыми воздушными порами.
Бетоны, кроме того, разделяют по области применения (гидротехнический, дорожный и др.), по применяемым заполнителям (шлакобетон, керамзитобетон, туфобетон и др.), по способам уплотнения смеси в формах (вибрированный, прессованный, вибропрокатный, центрифугированный) и п о способам выдерживания при твердении (пропаренный, автоклавный).
Требования по морозостойкости предъявляются к бетонам, применяемым в условиях систематического попеременного увлажнения и замораживания конструкций. Требования по водонепроницаемости предъявляются к бетонам гидротехнических сооружений и емкостей, работающих под напором воды.
§ 2. МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ БЕТОНА
1. Вяжущие материалы и добавки
Основные вяжущие, применяемые для производства сборных железобетонных и бетонных конструкций: портланд-цемент, пуццолановый портланд-цемент, шлакопорт-
ланд-цемент, глиноземистый цемент и шлако-магнези-альный портланд-цемент — в соответствии с ГОСТ 970-41 делятся на марки (табл. 1.1). Марка цемента означает предел прочности при сжатии (в кг/см2) кубов с ребром 70,7 мм, из раствора жесткой консистенции, состава 1 :3 (по весу), изготовленных и твердеющих в соответствии с требованиями ГОСТ ЗЮ-411.
Таблица 1.1
Прочность цемента при испытании на сжатие и растяжение по ГОСТ 970-41
250
300
400
500
600
190
260
300
250
300
400
500
130 160
220 300
130
160
220
300
250
300
400
500
250
300
400
500
130 250
160 300
2.50
350
450
300
400
500
600
Предел прочности при растяжении в кг]см*
250 —
300 —
400 16
500 20
600 22
20
23
27
Допускается добавка к клинкеру при его измельчении (без изменения названия продукта — портландцемент) активной минеральной добавки в количестве не более 15% или инертной добавки не более 10%, или смеси активной и инертной добавок не более 15% (в том числе инертной не более 10%) от веса готового продукта.
В пуццолановом портланд-цементе содержание активных минеральных добавок может составлять 20—50%, а в шлакопортланд-цементе — содержание доменных гранулированных шлаков 20—85% от веса готового продукта.
1 ГОСТ 310-41 «Цементы. Методы физических и механических испытаний».
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
8]
Сквозь сито № 0085 должно проходить не менее 85% пробы (по весу), подвергаемой просеиванию.
Для сборных конструкций желательно получать цементы более тонкого помола (удельной поверхности 4 000—5 000 см2/г), как быстротвердеющие.
В зависимости от условий и требуемых сроков твердения к цементам могут предъявляться различные требования в отношении их минералогического состава. Например, при твердении бетона в естественных условиях рекомендуется применять портланд-цементы алитовые (50—65% C3S) с высоким содержанием СзА (9—12%). Для бетонов, подвергаемых тепловой обработке, в том числе и автоклавной, эффективнее применять алитово-алюмоферритовые портланд-цементы (45—55% C3S) и (12—15% C<AF). Кроме названных выше основных видов цемента, для изготовления сборных конструкций могут применяться глиноземистый цемент (без тепловой обработки), белый портланд-цемент (для декоративных изделий), пластифицированные и гидрофобные цементы (без тепловой обработки), шлаковые цементы (для изготовления бетонных камней и плит) и др.
Для сборных конструкций, изготовляемых из бетона марки 200 и ниже, следует применять цементы марки 400, а для бетонов более высоких марок — цементы марок 500—600.
Для изделий, пропариваемых в камерах, целесообразно применять пуццолановые и шлаковые портланд-цементы, для изделий, пропариваемых в автоклавах,— песчанистые портланд-цементы.
Для изделий, твердеющих в естественных условиях, а также в ряде случаев для изделий, подвергаемых тепловой обработке, рекомендуется применять специальные быстротвердеющие цементы.
Наиболее быстротвердеющим является глиноземистый цемент марок: 300; 400 и 500. Однако вследствие того, что этот вид цемента производится в недостаточном количестве и стоимость его относительно высока, глиноземистый цемент редко применяется для производства сборного железобетона. Рекомендуется применять быст-ротвердеющий портланд-цемент (БТЦ).
Быстротвердеющий портланд-цемент, выпускаемый цементной промышленностью, в суточном возрасте обеспечивает прочность жесткого раствора состава 1 : 3 не ниже 200 кг/см2, а через 3 суток —не ниже 300 кг/см2.
Этот цемент целесообразно применять в жестких бетонных смесях с водоцементным отношением 0,45 и меньше. Твердение бетонов на БТЦ должно происходить при температуре не ниже 20°. Так как БТЦ с течением времени быстро теряет активность, то он должен использоваться без длительного хранения; цемент следует хранить в сухих складах.
Твердение цемента можно ускорить на месте потребления его (т. е. на заводах и полигонах) путем домола и введения в его состав добавок ускорителей твердения: хлористого кальция и гипса. Таким путем можно повысить активность цемента в 1,5 раза.
Домол цемента может производиться в шаровых или в вибромельницах.
Тонкомолотые минеральные добавки. В качестве составной части вяжущего для уплотнения и улучшения зернового состава смесей с целью разбавления портландцемента при изготовлении бетонов низких марок применяют тонкомолотые минеральные добавки. Тонкость помола минеральных добавок, как правило, должна соответствовать тонкости помола цемента. Добавки, используемые только для уплотнения бетонов, могут быть более грубого помола.
Минеральные тонкомолотые добавки подразделяются следующим образом: .
а) активные (гидравлические и обладающие собственными вяжущими свойствами) — доменные гранулированные и отвальные шлаки, диатомиты, трепелы, опоки, туфы, пемзы, трассы, золы горючих сланцев и топливные, цемянки, горелые породы;
б) инертные (наполнители) — известняки, доломиты, кварцевые пески, глины, лёссы, изверженные горные породы.
Количество добавки-наполнителя принимается примерно пропорциональным требуемому снижению активности цемента. Активные добавки экономически выгодно применять при тепло-влажностной обработке конструкций; эти добавки применяют также для повышения стойкости вяжущего в минерализованных водах.
Однако все виды минеральных молотых добавок снижают морозостойкость бетона. Поэтому минеральные тонкомолотые добавки должны применяться с учетом требований, предъявляемых к сборным бетонным и железобетонным конструкциям. При автоклавной обработке бетона 50% портланд-цемента можно заменить молотым кварцевым песком, а при пропаривании можно 20—30% цемента заменить молотыми гранулированным шлаком, трепелом и некоторыми золами.
Добавки — ускорители твердения. Ускорителями твердения цементов являются водные растворы хлористого кальция, соляной кислоты, сернокислого глинозема, хлористого аммония, хлористого натрия и др. Все эти добавки применяются для повышения прочности бетона в раннем возрасте, для сокращения времени тепло-влажностной обработки конструкций.
Хлористый кальций вводят в количестве 1—2% от веса цемента — для армированного бетона, до 3% — для неармированного бетона. Для конструкций с рабочей арматурой диаметром менее 5 мм добавки хлористых солей не допускаются. Добавки хлористых солей не допускаются также для железобетонных конструкций, работающих в воздушной среде с повышенной влажностью (бани, прачечные, цехи с повышенным паровыделением), и, кроме того, для конструкций, находящихся в непосредственной близости к источникам тока высокого напряжения (электростанции, трансформаторные подстанции, фундаменты опор линий электропередач и др.).
Хлористый ндупий является ускорителем твердения' бетона лишь при пропаривании и электропрогреве, а в случае твердения в естественных условиях применение его неэффектцдло. Добавка сернокислого глинозема в количестве 5% от веса цемента особенно полезна в бетонах и растворах, предназначенных для замоноличива-ния стыков сборных конструкций.
Добавки хлористых солей в больших количествах (до 8°/о от веса цемента) применяют только при изготовлении неармированных конструкций на полигонах в зимних условиях, т. е. для бетонов, твердеющих на морозе (в «холодном бетоне»). Во всех этих случаях бетон должен обладать повышенной плотностью, а толщина защитного бетонного слоя для арматуры должна составлять не менее 15 мм.
Наряду с химическими добавками в качестве ускорителя твердения бетона можно применять гипс.
В зависимости от минералогического состава и тонкости помола цемента, а также от условий твердения бетона гипс можно добавлять в количестве 5—8% от веса портланд-цемента. При автоклавной обработке изделий в цементе должно содержаться не более 2—3% гипса.
Пластифицирующие и воздухововлекающие добавки. Пластифицирующие добавки применяют с целью повышения удобоукладываемости бетонной смеси и снижения расхода цемента. Наиболее употребительными пластификаторами являются концентраты сульфитно-спиртовой барды (ССБ) в жидком, твердом и порошкообразном
§ 2. МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ БЕТОНА
виде с содержанием сухого вещества от 50 до 90%. Концентраты ССБ должны удовлетворять требованиям ГОСТ 6003-51.
Добавку ССБ вводят в бетонную смесь в количестве 0,15—0,25% от веса цемента (в расчете на сухое вещество).
Введение ССБ, так же как и других органических пластифицирующих добавок, вызывает замедление нарастания прочности бетона в раннем возрасте. Поэтому во избежание торможения процессов твердения бетона органические пластификаторы следует вводить одновременно с такими ускорителями твердения, как хлористый кальций.
Воздухововлекающие добавки, например омыленный древесныиПпек (ЦНИПС-1), абиетиновая смола, мылонафт и др., применяют при изготовлении сЗорного железобетона с целью повышения морозостойкости Метода я удобоукладываемости бетон ной „с меси.
' При' необходимости тепловой обработки бетона целесообразность применения пластифицирующих и воздухововлекающих добавок должна быть предварительно проверена опытным путем.
2. Заполнители бетонов
В заводской практике, в зависимости от назначения изготовляемых конструкций, применяются либо природные заполнители, либо искусственные (металлургические и топливные шлаки, керамзит, агломерат и др.).
а) Песок
Обычный песок представляет собой смесь зерен твердых горных пород крупностью от 0,15 до 5 мм.
По ГОСТ 2781-50, до-
Рис. 1.1. График грану-
лометрического состава песка обыкновенного для бетонов
пускается содержание зерен крупнее 5 мм не более 10%, а менее 0,15 мм (т. е. глинистых и пылевидных фракций) не более 5% (по весу). Песок не должен содержать сернистых и сернокислых соединений ( в пересчете на БОз) более 1% и слюды более 0,5% по весу.
Содержание органических примесей в песке определяется методом окрашивания. В случае, если проба приобретает более темную окраску, чем эталон, песок должен быть проверен непосредственно испытанием в бетоне. Гранулометрический состав песка должен находиться
в пределах, указанных на рис. 1.1. В случае, если местные пески не удовлет-
воряют указанным требованиям, их обогащают промывкой, смешением с крупными фракциями привозных или получаемых дроблением песков и т. п.
Во многих районах Советского Союза имеются только мелкие пески, размеры фракций которых не укладываются в пределы, рекомендуемые ГОСТом, и выходят влево от верхней кривой просеивания. Исследования
показали возможность применения таких песков; однако это вызывает перерасход цемента, зависящий от степени отклонения размеров фракций песка от опти-
мальной крупности и загрязнения его пылевидными примесями.
Целесообразность использования местных мелких песков в каждом отдельном случае должна быть обоснована технико-экономическими данными.
Для бетона применяется также легкий песок из топливных шлаков. Для получения легких песков содержание примесей несгоревшего угля не должно превышать в шлаках антрацитов 20%, в шлаках каменных углей — 15%, в шлаках смешанных и бурых углей—10%.
Для изготовления железобетонных конструкций буроугольные и смешанные шлаки (без агломерации их) не допускаются. В шлаках каменных углей и антрацитов несгоревших частиц должно быть не более 10%. Гранулометрический состав легких песков должен находиться в пределах, указанных на рис. I. 2.
Рис. 1.2. График гранулометрического состава песка легкого для бетонов
б) Гравий и щебень из естественного камня
Для бетона сборных конструкций и деталей должны применяться гравий и щебень следующих фракций: 3—10; 10—20; 20—40 и 40—70 мм. В случае надобности смесь гравия или щебня может состоять из двух или трех фракций.
Допускаемая предельная крупность заполнителей для различных изделий указана в табл. I. 2.
Содержание в крупных заполнителях глинистых и пылевидных частиц, определяемое отмучиванием, должно составлять не более 1% (по весу).
Таблица 1.2 Предельная крупность заполнителей для бетона
Характеристика изделий Размер зерен гравия или шебня в мм
Тонкостенные, пустотелые и ребристые изделия с наименьшим размером стенок, полок, ребер и т. п. до 25 мм или с многорядной проволочной арматурой Те же или другие изделия с размером стенок, полок, ребер и пр. до 40 мм и расстояниями между стержнями арматуры более 15 мм ................. Малоармированные изделия простых очертаний (колонны, балки и т. п.) Бетонные и крупноразмерные изделия и конструкции, в том числе фундаментные блоки 10 20 40 • 70
Для изготовления сборных железобетонных конструкций щебень из изверженных пород (гранита, диаба
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
10
за, базальта) должен иметь прочность при сжатии не менее 800 кг/см2у из метаморфических пород — не менее 600 кг/см2.
Щебень из осадочных пород для бетонов марки до 200 должен приготовляться из камня прочностью не менее 300 кг/см2, для бетонов марки 300 — не менее 500 кг/сл£2, для бетонов марки 400 и более — не менее 600 кг!см2.
Для сборных железобетонных и бетонных конструкций, применяемых в условиях переменного уровня воды или подвергающихся атмосферным воздействиям, увлажнению и замораживанию — мачты, открытые эстакады и т. п., — к заполнителям предъявляются требования по морозостойкости (ГОСТы 82,67-56 и 8268-56).
Гравийно-песчаные природные смеси необходимо рассеивать на песок и гравий с последующим смешиванием их в нужных соотношениях.
в) Щебень из доменных шлаков
Доменный шлаковый щебень получается дроблением отвального шлака. К шлаковому щебню предъявляются те же требования, что и к щебню из естественных каменных пород. Кроме того, к ним предъявляются и некоторые дополнительные требования: они должны быть стойкими против распада и иметь химический состав, отвечающий требованиям ГОСТ 5578-57.
Приемка и испытание заполнителей производятся в соответствии с требованиями соответствующих ГОСТов.
г) Легкие (пористые) заполнители
Для изготовления сборных конструкций из легких бетонов применяются природные и искусственные пористые заполнители. Природные пористые заполнители применяют в виде песка и щебня из изверженных пород вулканического происхождения (пемзы, туфа, пепла). Широко используются для изготовления сборных железо-
Таблица 1.3
Объемный вес и предел прочности при сжатии легких заполнителей
Наименование заполнителей Ориентировочный объемный вес (в россыпи) в кг, мл Предел прочности при сжатии в куске (в среднем) в кг см*
Шебень из:
а) обычной природной пемзы б) туфов легких в) ракушечников легких . . . Термозит (из вспученных доменных шлаков): 400—600 700 - 800 700—800 10-25 50—100 20-70
а) особо легкий б) легкий в) среднего веса 400—600 700—900 1 000—1 200 10—25 25-75 75—150
Керамзитовый гравий (из вспученных глин):
а) особо легкий б) легкий 300-500 600—800 15-40 50-100
Керамзитовый песок 600—800 —
Агломерированные легкие шлаки (щебень из спекшихся шлаков и золы) или аглопорит легкий . 600—1 000 25-100
Антрацитовые топливные шлаки . 800—1 100 25-100
Каменноугольные топливные шлаки 700-1000 25—75
Топливные шлаки подмосковного угля 600—1000 10—25
Гранулированные доменные шлаки:
а) легкие б) среднего веса 700—1 000 1 000—1 200 —
бетонных и бетонных деталей в изделий искусственные пористые заполнители в виде керамзита (обожженной вспученной глины), гранулированных доменных шлаков, топливных шлаков, получаемых при пылевидном сжигании углей, термозита (вспученных доменных шлаков), обогащенных шлаков, полученных при кусковом сжигании антрацита и каменных углей на решетках тсшок.
Доменные шлаки должны иметь, как правило, объемный вес (в россыпи) для бетонов, применяемых в наружных стеновых конструкциях, не более 1 000 кг)м2у а для бетонов, применяемых в несущих железобетонных конструкциях, допускаются шлаки объемным весом до 1 300 кг/м3. Отвальные доменные шлаки должны быть устойчивы против распада.
В топливных шлаках не должно быть включений свободных окисей кальция и магния. В этих шлаках может содержаться серы (в пересчете на SO3) не более 2% (по весу) при изготовлении железобетонных изделий и не более 4% — при изготовлении бетонных изделий. Содержание несгоревших частиц (по потере в весе при прокаливании) в шлаковом щебне ограничено точно так же, как это указано для шлакового песка (см. п. 2 «а»).
Основные показатели объемного веса и прочности важнейших видов легких заполнителей для бетонов приведены в табл. 1.3.
Решение о пригодности пористых заполнителей для легких бетонов принимается на основе испытания готовых изделий с учетом требований технических условий.
3. Вода для приготовления бетона
Для приготовления всех видов бетона сборных конструкций следует применять водопроводную воду.
§ 3. БЕТОН ТЯЖЕЛЫЙ (ОБЫЧНЫЙ)
1. Подвижность и удобоукладываемость бетонной смеси
При изготовлении сборных железобетонных и бетонных конструкций и изделий на заводах и полигонах в
Рис. 1.3. Стандартный конус для определения подвижности бетонной смеси
1—заклепка; 2—стенка корпуса толщиной 2,5 jwjn; 3 — ручка толщиной мм
§ 3. БЕТОН ТЯЖЕЛЫЙ (ОБЫЧНЫЙ)
И
зависимости от способов уплотнения, применяют подвижные (пластичные), жесткие и особо жесткие бетонные смеси (ГОСТ 6901-54 и У 110-56).
Пластичность или подвижность бетонных смесей принято характеризовать осадкой стандартного конуса (в сантиметрах). Стальной конус (рис. 1.3) имеет высоту 305 лс, диаметр нижнего основания 203 мм и верхнего — 102 мм. При определении подвижности смеси укладку ее производят в 3 слоя со штыкованием каждого слоя по 25 раз стержнем диаметром 15 лии. После выравни-
если планка находится на верхней кромке сосуда . . 70 мм » „ „в самом мелком вырезе ... 50 ,
„ , „в среднем вырезе............ 30 .
w . » в наиболее глубоком вырезе . 10 .
Вначале обычно в сосуде проверяют осадку конуса смеси, затем на прибор ставят штатив с диском, освобождают винт, чтобы опустить диск до поверхности бетонного конуса. Далее включают вибратор и по секундомеру наблюдают за временем опускания штанги. Время (в секундах), прошедшее с момента включения вибратора до момента его выключения, при одновременном опускании штанги до совпадения имеющейся на ней риски с верхней плоскостью головки штатива, является показателем удобоукладываемости. Удобоукладыва-емость данной бетонной смеси определяют последовательно 2 раза, каждый раз на новой порции бетонной смеси весом — 12 кг. За характеристику удобоукладываемости смеси принимают среднее значение из двух определений.
На подвижность и удобоукладываемость бетонной смеси влияют: количественное содержание в ней цементного теста и водопотребность цемента; содержание воды в литрах; крупность зерен заполнителей и их форма; процентное содержание песка в смеси заполнителей; вид добавок. Поскольку прочность бетона в значительной мере зависит от водосодержания бетонной смеси, применение по возможности более жестких смесей является целесообразным. При выборе той или иной подвижности смеси учитывают размеры* и тип конструкции, частоту расположения арматуры, способы уплотнения и транспортирования готовой смеси и конструкций (табл. 1.4).
Таблица 1.4
Рекомендуемые показатели удобоукладываемости и подвижности бетонных смесей
Вид изделия
Рис. 1.4. Стандартный вискозиметр длй определения вязкости бетонной смеси
1 — цилиндрический сосуд; 2 — цилиндрическое кольцо; 3 — планки; 4 — металлическая форма-конус; 5 — насадка; 6 — штатив; 7 — петли; 8 —плоский диск;
9 — штанга; 10 — направляющее устройство; 11 — зажимной винт
вания стальной линейкой смеси и снятия формы конуса измеряют величину осадки отформованной бетонной смеси. Подвижность бетонной смеси характеризуется как среднее арифметическое из результатов двух испытаний одной и той же смеси.
Жесткие и особо жесткие бетонные смеси, не дающие осадки конуса, характеризуются показателем удобо-укладываемости, определяемым с помощью технического вискозиметра (рис. I. 4). Этот прибор состоит из цилиндрического стального сосуда внутренним диаметром 305 и высотой 203 мм и находящегося в нем кольца диаметром 219 мм, высотой 127 мм, закрепляемого винтами.
При определении удобоукладываемости бетонной смеси вискозиметр устанавливают и закрепляют на виброплощадке с частотой колебаний 2 800—3 200 в 1 мин. и амплитудой колебаний (по «Указаниям» У 110-56) 0,5 мм. Кольцо вставляют, размещая планки так, чтобы между нижней плоскостью кольца и днищем сосуда оставалась щель соответственно следующих размеров:
Минимальная удобоукла-дываемость по техническому вискозиметру в секундах при уплотнении бетонной смеси
Конструкции тонкостенные, сильно насыщенные арматурой .... 25-40 40-55 55-75 40-60
Прочие конструкции и детали 40—55 55-75 75—100 10-30
При укладке цементно-песчаных смесей (в тонкие плиты) и особо жестких бетонных смесей с немедленной распалубкой изделий могут применяться иные показатели удобоукладываемости.
Для устранения вредного влияния вибрации на организм рабочих должны приниматься меры по улучшению конструкций вибрационных площадок и пригрузочных щитов, а также по устройству виброгасителей.
При виброплощадке с иной амплитудой колебаний, чем у стандартной (ГОСТ 6901-54), для перехода от определенного на ней показателя жесткости к показателю жесткости, соответствующему амплитуде 0,5 мм, можно пользоваться графиком, приведенным на рис. I. 5. Для особо жестких бетонных смесей, когда показатель удобоукладываемости достигает 200 сек. и более, следует применять технический вискозиметр, снабжен-
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
12
ный пригрузкой в 10 кг (30 г/сл2). Полученные результаты пересчитывают по графику
Рис. 1.5. Определение показателя жесткости бетонной смеси при произвольной амплитуде колебаний в зависимости от жесткости, определенной при амплитуде колебаний 0,5 мм
рис. 1.6), по которому (показатель жесткости приводится к жесткости, определенной стандартным методом. Жесткость бетонной смеси определяют дважды (не раньше чем через 15 мин. и не позже чем через 30 мин. после затворения) . Особо жесткие бетонные смеси применяют в тех случаях, когда уплотнение их в изделии производится •виброштампованием, вибрированием с пригрузкой и одновременным двусторонним вибрированием с пригрузкой или с вибровкладышами.
Значительно повышается однородность и степень уплотнения весьма жестких бетонных смесей при применении поличастотно-го вибрирования, например, 3 000 кол/мин снизу и 6 000—9 000 сверху изделия.
Перемешивание смесей тяжелого бетона желательно, а легкого бетона обязательно производить в мешалках принудительного целесообразно обраба-
действия. Шлакобетонные смеси
Рис. 1.6. График зависимости показателя жесткости бетонной смеси, определенной на вискозиметре с пригрузкой, от жесткости, определенной стандартным методом
2. Прочность (марка) бетона
Марка бетона обозначает предел прочности при сжатии в кг/см2 бетонного куба с ребром 200 мм после 28 дней твертения в нормальных условиях (при температуре от -I- 15 по 4- 20° и относительной влажности воздуха 90-100%) (ГОСТ 6901-54).
При изготовлении сборных железобетонных и бетонных конструкций на заводах и полигонах обычно применяют различные способы ускорения твердения бетона (пропаривание, электропрогрев, автоклавная обработка, введение химических добавок и др.). При этом, как правило, прочность бетона к моменту отпуска конструкций с завода или полигона потребителю должна быть равна проектной прочности (марке). Марка бетона указывается в рабочих чертежах и устанавливается Государственными стандартами, техническими условиями или другими техническими документами для данного вида конструкций.
Прочность (марка) бетона при твердении в нормальных условиях зависит главным образом от прочности (активности) цемента, от водоцементного отношения (В/Ц) и качества (прочности и вида) заполнителей. Между прочностью (маркой) цемента и бетона существует прямая зависимость, а между прочностью бетона и водоцементным отношением обратная зависимость. Прочность бетона на гравии обычно на 10—15% ниже прочности бетона на щебне (при одинаковых В/Ц и цементе) из-за менее прочного сцепления гравия с цементным раствором. Поэтому для бетонов высоких марок следует применять такие крупные заполнители, как гранитный щебень.
Прочность бетона из малоподвижной смеси при твердении в течение 28 дней в нормальных условиях при употреблении портланд-цемента и гравия может быть приблизительно определена по следующей формуле:
/?б = 0,45/?ц (ZZ/B-—0,5). (1.1)
При тех же условиях, но при употреблении щебня из твердых горных пород прочность бетона может быть определена по формуле:
Я6 = 0,5Яц(Ц/В —0,5). (1.2)
Эти формулы дают результаты, хорошо сходящиеся с опытными данными при применении малоподвижных (полужестких) смесей.
При употреблении других видов цемента этими расчетными формулами нельзя пользоваться. Бетон на шлако-портланд-цементе и на пуццолановом портланд-цементе приобретает расчетную прочность не через 28 дней, а через 40—45 дней, а бетон на глиноземистом цементе — через 3—5 дней твердения в нормальных условиях.
Сборные конструкции и изделия к моменту отпуска их с завода или полигона потребителю, как правило, должны иметь требуемую проектную прочность (марку) бетона. В теплое время года и в других случаях, с согласия потребителя, прочность бетона может составлять 70% от проектной (для некоторых изгибаемых элементов— плит, настилов, панелей, балок и т. п.), если изготовитель гарантирует, что к моменту загружения конструкции нормативной нагрузкой бетон приобретет требуемую прочность (марку).
При твердении в нормальных условиях прочность бетона в зависимости от активности портланд-цемента и водоцементного отношения характеризуется данными, приведенными на рис. 1.7. С помощью этих графиков по заданной прочности устанавливается требуемое водоцементное отношение или, наоборот, по заданному водоцементному отношению определяется прочность бетона и необходимая марка цемента.
На заводах и полигонах для ускорения твердения бетона в конструкциях чаше всего применяют пропаривание их в камерах при атмосферном давлении пара. В обычных условиях оптимальной температурой изотермического прогрева бетонов на портланд-цементе является 85°, а бетонов па шлакппоп^ ^анд-цементе и пуц-цолановом портланд-цементе 90—100°.
§ 3. БЕТОН ТЯЖЕЛЫЙ (ОБЫЧНЫЙ)
13
Продолжительность изотермического прогрева конструкций, изготовляемых из • подвижных бетонных смесей (для тяжелого бетона), ориентировочно можно устанавливать по графикам на рис. 1.8.
Рис. 1.7. Зависимость прочности бетона от водоцементного отношения
а — бетон с гравием; б — бетон со щебнем
Временной инструкцией ВНИИЖелезобетона по применению хлористого кальция (СаС12) в качестве ускорителя твердения бетона при изготовлении сборных железобетонных и бетонных конструкций и деталей установлены приводимые в табл. 1.5 показатели прочности бетона.
Таблица 1.5 Прочность при сжатии бетона с добавкой 1,5% СаС12 в процентах от прочности бетона того же состава без добавки СаС12
Режим тепловой обработки (длительность под ьема температуры 4-время изотермического прогрева) в часах Прочность бетона при содержании С3А в клинкере портланд-цемента
3—5 % | 6—8 % и более
при температуре изотермического прогрева в град.
60 80 60 80
6 10 16 । 150 140 120 125 ПО 105 130 125 120 120 115 110
Нарастание прочности при пропаривании бетона из жестких и особо жестких смесей происходит интенсивнее, чем из подвижных смесей, а поэтому режим пропаривания такого бетона необходимо устанавливать опытным путем.
При отработке в НИИбетона и железобетона АСиА СССР режимов пропаривания прокатываемых на стане обыкновенных бетонных и цементно-песчаных смесей при температуре 100° за 2—3 часа достигнута прочность образцов 200—250 кг/см2. Главными факторами, обеспечивающими такую высокую прочность в раннем возрасте, являются малое значение В/Ц (0,25—0,33), высокоактивный портланд-цемент, применение вибродомола цемента, эффективное уплотнение жестких смесей и высокая температура.
В заводских условиях целесообразно применять для пропаривания железобетонных Изделий безнапорные герметичные камеры конструкции проф. Л. А. Семенова. Пользуясь такими камерами, обеспечивающими темпе-
ПродолжитепЬностъ изотермического прогрева в часах
Рис. 1.8. Графики нарастания прочности бетона при пропаривании
а — бетон на портланд-цементе; б — бетон на шлакопорт-ланд-цементе’ в — бетон на пуццолановом портланд-цементе
ратуру 100°, при 100%-ной влажности пара можно получать высокую прочность бетона в короткие сроки как на чистом портланд-цементе, так и на смешанных портланд-цементах.
Абсолютная и относительная прочность бетона из жестких смесей увеличивается по сравнению с показателями прочности пропаренного бетона из подвижных смесей.
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
14
Наибольшее ускорение твердения бетона в сборных конструкциях и изделиях достигается при автоклавной обработке, т. е. при пропаривании под давлением 8— 12 ати. Автоклавная обработка наряду с ускорением процесса твердения изделий из бетона на основе портланд-цемента дает возможность заменить 30—50% цементного клинкера за счет введения тонкомолотого кварцевого песка. При автоклавной обработке можно получить прочность бетона в 1’/2—2 раза выше заданной марки, получаемой при твердении в нормальных условиях в месячном возрасте. При расходе портланд-цемента 200—400 кг/м3 можно получать за 6—12 час. автоклавной обработки бетоны прочностью 300— 600 кг/см2 и более.
§ 4. РАСЧЕТ СОСТАВА БЕТОНА1
Расчет состава бетона производят после предварительного испытания цемента и заполнителей (определения их удельного и объемного веса, крупности, чистоты и пустотности), его цель установить наименьший расход цемента и наивыгоднейшее содержание песка, позволяющие получить бетонную смесь, удовлетворяющую требованиям технологии производства, и бетон заданной прочности в установленный срок твердения. Всякий определенный расчетом состав бетона должен быть проверен опытом с использованием материалов, предназначенных для приготовления бетона и с изготовлением контрольных образцов, твердеющих при заданном режиме.
1. Цементно-водное отношение
Цементно-водное отношение выбирают по построенной на основании опытов прямолинейной зависимости между прочностью бетона и цементно-водным отношением в бетоне для данного конкретного цемента. При построении указанной зависимости выбирают четыре значения Ц/В, равные 1,5; 2; 2,5; 3.
2. Расход воды в бетонной смеси
Расход воды при найденном и неизменном Ц/В диктуется требуемой жесткостью бетонной смеси. Чем она должна быть больше, тем меньше потребуется воды и соответственно цемента на единицу объема бетонной смеси.
Для предварительных затворений расход воды может быть ориентировочно намечен по табл. I. 6.
Таблица 1.6
1 НК — наибольшая крупность заполнителя
1 Расчет приведен по методике, изложенной в .Указаниях* У 110-56),
3. Расход цемента
По найденным Ц/В и В расход цемента находят как произведение Ц/В X В.
Пример: Ц/В = 2,5; В = 140 л/м3;
Ц = 2,5- 140 = 350 кг/м3.
4. Расход крупного заполнителя
Расход крупного заполнителя на 1 м3 бетонной смеси вычисляют по следующей формуле:
jjj _ IOOOthi
1+ —*Яизб 1 '
где Щ — расход, крупного заполнителя в кг/м3\
7т— удельный вес крупного заполнителя (кажущийся) в кг/л;
7Щ— объемный насыпной вес крупного заполнителя, определенный по ГОСТ 8269-56, в кг/л;
а — пустотность крупного заполнителя в долях от его объема;
Лизб—коэффициент избытка раствора, находящийся в пределах 1—1,3.
При подсчетах Щ величину КИзб следует принимать ближе к нижнему пределу и увеличивать лишь после того, как в опытных затворениях выявится в этом необходимость.
5. Расход песка
Расход песка в кг/м3 определяют по формуле
где Ц, Щ\\В — соответственно расход цемента, крупного заполнителя и воды в кг/м3;
Тц» Тщ» Тп—соответственно удельные веса цемента, крупного заполнителя и песка в кг/л.
6. Сводка подсчетов и обработка результатов
Все найденные величины приводят в систему при помощи записи расхода материалов на 1 м3 и на один замес в 7—15 л (в зависимости от числа контрольных образцов).
По данным подсчетов отмеряют нужные количества материалов для первого замеса, которым прежде всего проверяют и корректируют жесткость смеси.
Затем изготовляют образцы, контролируя при этом объемный вес бетона после его уплотнения.
Изготовленные образцы после их твердения при заданных режимах испытывают на сжатие. По результатам испытания уточняют Ц/В и другие параметры бетонной смеси.
§ 5. БЫСТРОТВЕРДЕЮЩИЕ ВЫСОКОПРОЧНЫЕ БЕТОНЫ
Для изготовления предварительно напряженных, тонкостенных и других конструкций, как правило, требуются бетоны прочностью 400—600 кг/см2.
Такие высокопрочные бетоны стали широко применяться для изготовления сборных железобетонных конструкций для жилищного, промышленного, транспортного и иных видов строительства.
Для приготовления быстротвердеющих высокопрочных бетонов требуются прежде всего быстротвердеющие цементы, а также, как правило, комплекс эффективных технологических приемов приготовления и ук-
§ 7. ЯЧЕИСТЫЕ БЕТОНЫ
15
ладки бетонной смеси. Во избежание перерасхода Цемента для получения высокопрочных бетонов следует применять цементы марки не ниже 500. При твердении высокопрочного бетона в конструкциях в естественных условиях следует применять алитовые алюминатные портланд-цементы. При пропаривании конструкций как в камерах, так и при обработке их в автоклавах следует применять алитовые алюмоферритовые портландцементы, шлакопортланд - цементы и пуццолановые портланд-цементы. В случае автоклавной обработки бетона к портланд-цементу необходимо добавлять тонкомолотый кварцевый песок.
Помол и домол цемента вместе с песком повышает активность смешанного вяжущего. Для повышения активности цемента целесообразно также при твердении изготовляемых изделий в естественных условиях, а также в обычных камерах пропаривания применять цементы с добавкой оптимального количества гипса (до 5— 8%), что проверяется опытным путем.
Повышение марки и ускорение интенсивности твердения бетона достигается уменьшением водоцементного отношения.
Практика показала, что для высокопрочного бетона целесообразно применять гранитный щебень с минимальным содержанием в смеси кварцевого песка, удовлетворяющий требованиям ГОСТ 2781-50.
Важнейшим технологическим фактором для повышения прочности и ускорения твердения бетона является применение жестких смесей — с жесткостью до 150— 200 сек. согласно У 110-56. Применяя жесткие и особо жесткие бетонные смеси, можно достигнуть существенной экономии цемента, а во многих случаях отказаться от тепловой обработки изготовляемых конструкций. Жесткие бетонные смеси и быстротвердеющие цементы (промышленного изготовления или домолотые с ускорителями на месте употребления) при температуре твердения 20° и выше могут обеспечить в Однодневном возрасте до 50% от 28-дневной проектной прочности.
Длительность тепловой обработки железобетонных изделий из таких смесей при температуре 85—100° может быть сокращена до 2—6 часов. При этом прочность бетона или цементно-песчаного раствора при малом значении ВЩ достигает 200—300 кг/см2.
§ 6. ЛЕГКИЕ БЕТОНЫ НА ПОРИСТЫХ ЗАПОЛНИТЕЛЯХ
Бетоны на пористых природных или искусственных заполнителях применяются для уменьшения объемного веса и придания меньшей теплопроводности конструкциям. Чем легче и чем менее теплопроводен бетон, тем меньшую толщину могут иметь изготовляемые из него наружные стеновые блоки и панели. Кроме того? чем меньше объемный вес бетона, тем большую площадь может иметь сборный элемент стены или перекрытия при той же грузоподъемности кранового оборудования. Сборные железобетонные и бетонные конструкции из легких бетонов широко применяются в стенах, в междуэтажных п.ерекрытиях и покрытиях зданий различного назначения, в проезжей части мостов и т. п.
Легкие бетоны в зависимости от объемного веса предназначаются для теплоизоляционных конструкций (до 1 000 кг/м3), наружных стен зданий (до 1 500 кг/м3) и для несущих железобетонных конструкций (до 1 800 кг/м3).
В соответствии с этим требуется марка бетона: для теплоизоляционных конструкций 10—25; для наружных стеновых конструкций 35—75; для несущих сборных железобетонных конструкций 75—300. Для обеспечения нормальной долговечности конструкций к легким бетонам предъявляются определенные требования по моро-
зостойкости— до 15—25 циклов замораживания и оттаивания.
Основные физико-механические свойства легких бетонов, как и всех остальных, — прочность, объемный вес и морозостойкость — зависят от качества вяжущих и применяемых заполнителей.
В табл. 1.7 приведены данные М. 3. Симонова о прочности и объемном весе легкого бетона на трех видах заполнителей при расходах цемента 300 и 400 кг/м3, марки 400.
Таблица 1.7
Влияние качества заполнителей на объемный вес и прочность богова при различном расходе цемента
Наименование заполнителей
Предел прочно-сти при сжатии в кг cj*
Керамзит .............
Артикская туфовая лава Анийская пемза . . . .
314
417
470
1513
1613
1325
Керамзит 400 316 7 1530 85 139
Артикская туфовая лава . 400 385 7 1650 75 144
Анийская пемза 400 468 4 1390 70 104
В табл. 1.8 по данным б. Института строительной техники Академии архитектуры СССР приведены составы легких бетонов различного назначения. Бетонные смеси, данные для которых приведены в табл. 1.7 и 1.8, приготовлялись в мешалках принудительного действия. Обработка на бегунах повышает прочность и объемный вес бетона.
Подбор состава бетона на легких заполнителях рекомендуется производить по способу проф. Н. А. Попова.
§ 7. ЯЧЕИСТЫЕ БЕТОНЫ
Ячеистые бетоны получаются путем смешивания вяжущего с водой и пеной, изготовленной из различных пенообразующих веществ, или путем введения в раствор газообразующих добавок (обычно алюминиевой пудры).
Ячеистые бетоны могут быть изготовлены объемным весом от 300 до 1 200 кг/м3, с равномерно распределенными замкнутыми воздушными порами диаметром до 2 мл<.
Ячеистые бетоны подразделяются:
а) по способу образования ячеистой структуры — на пенобетон и газобетон;
б) по виду вяжущего — на пено- и газобетон, пено-и газосиликат, пеношлакобетон, пеногипс, пенозолобетон;
в) по условиям твердения — на ячеистый бетон естественного твердения, пропаренный и автоклавный;
г) по области применения — на теплоизоляционный, конструктивный, жароупорный и др.
Пенобетон изготовляется путем смешивания цементного теста или раствора с отдельно приготовленной пеной. Предел прочности при сжатии ячеистого бетона зависит от расхода, активности и минералогического состава вяжущего, свойств молотой добавки, а также от объемного веса и режима твердения пенобетона.
Пеносиликат изготовляется путем смешивания известково-песчаной массы с пеной и запаривания в автоклавах. Введение молотого или мелкого природного
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
16
Таблица 1.8
Таблица 1.9
Легкие бетоны различного назначения
Основная характеристика бетона Расход составляющих на 1 м3 отформованного бетона Объемный вес смеси заполнителей в кг]м3
Виды бетонов емный вес в высушим состоянии г'м3 св ента марки 400 1 г 1 си заполнителей 1 1 в 3 гандартнонасыпном гоянии . ле вибрации
° i * о. ? * а» <и о и о о о
О Я В Я CQ а в В Q с
Шлакобетон теплоизоляционный с зернами шлака предельной крупностью 40 ллс 900 15 150 1,37 120 550 675
1 000 25 2G0 1,42 140 — —
Шлакобетон для наружных стеновых конструкций с зернами шлака предельной крупностью 40 мм . 1000 35 150 1,27 140 650 900
1 400 75 285 1.32 165 800 1000
Шлакопесчаный бетон для несущих железобетонных конструкций с зернами шлака предельной крупностью в мм: 20 1 65С 100 215 1,2 190 1 100 1 375
1 750 150 290 1,25 23U 1 20b 1 475
10 1 650 150 200 1,37 215 *75 1 325
1800 200 330 1,4-' 283 1 075 1425
Керамзнтобетон теплоизоляционный с зернами керамзита предельной крупностью 20 мм , , . 650 15 ' 80 1,32 70 425 550
750 25 100 1,37 90 525 650
Керамзнтобетон для наружных стеновых конструкций с зернами керамзита предельной крупностью 20 мм . . . 70С Зп 80 1,22 80 475 575
900 7с 255 1.27 145 575 675
Керамзито-песчаный бетон для несуших железобетонных конструкций с зернами керамзита предельной крупностью в мм: 20 1 30G 100 210 1,27 185 850 975
1 450 150 255 1,3- 195 950 1075
10 1 350 150 260 1.12 150 875 1 075
1 500 200 425 1,17 180 975 1 175
кварцевого песка и запаривание под давлением в автоклаве обязательны.
Пеногипс изготовляется путем смешивания теста из высокопрочного гипса с пеной.
При изготовлении газобетона и г а з о с ил и-к а т а для образования ячеистой структуры материала применяют газообразующие добавки. При этом прочность и другие свойства материалов получаются практически такими же, как у материалов одинакового объемного веса, приготовленных на основе пены.
Ячеистые бетоны на основе пены или алюминиевой пудры могут быть получены со следующими физико-техническими показателями (табл. 1.9).
Степень морозостойкости ячеистых бетонов устанав-
Физико-технические характеристики ячеистого бетона
«J в " - - - —, Предел прочности в кг!см* при упругости эм ежа- см3 коэф-шло- и X ас град
« « ь 5 »
3 1 СО 3 о X х X ь 5 S 2 х 2 s
<и X X о * к о> ю OJ Л Ч О а
Объ в кг, св * раст НИИ S СО X со СР Мод при тии У ч ® О 5 о са S о, (Х-е-с в
Автоклавный я< ч е и с т ый бетон
500 20—25 2-2,5 4—5 3-4 0,15
600 30-40 3-4 6-8 - 4-6 15 000 0,18
700 40—50 4^.5 8 — 10 6-8 20 000 0,21
800 50-65 6-7 10—12 8-10 25 000 0,25
900 70—90 7-9 14—18 12-14 35 000 0,29
1 000 90—120 9—12 18—24 16-18 50 000 0 34
1 200 120-150 12—15 24—30 19-21 70 000 0,45
Неа в т о к л явный я ч еистый золобетон
800 40-45 4-5 8—10 7-8 25 000 0,25
1 000 70-80 7-8 14-16 11—13 40 000 0,34
1 200 100-120 10—12 20-24 15,-20 60 000 0,45
Примечание. Прочность при сжатии ячеистого бетона определена в высушенном до постоянного веса состоянии, остальные характеристики получены в воздушносухом состоянии (при влажности бетона примерно 10 °/0)
ливается путем проведения 15—25 циклов замораживания и оттаивания.
После испытания на морозостойкость снижение предела прочности при сжатии не должно превышать:
а) для пенобетона и пеносиликата (а также для газобетона и газосиликата) не более 25%;
б) для пеногипса — не более 50%.
Влажность изделий из ячеистых бетонов при их отпуске со склада не должна превышать 10% (по отношению к весу сухого материала).
В зависимости от своих физико-технических свойств ячеистые бетоны применяются:
1) для утепления покрытий — в виде теплоизоляционных плит, уложенных по железобетонным .несущим плитам;
2) для кладки и утепления стен — в виде камней, теплоизоляционных вкладышей или плит;
3) для междуэтажных перекрытий — в виде легкоар-мированных плит;
4) для покрытий промышленных зданий — в виде армированных плит, выполняющих как несущие, так и теплоизоляционные функции;
5) для изготовления армопенобетонных панелей;
6) для самонесущих и несущих стен и перегородок жилых, общественных и промышленных зданий — в виде крупных и средних блоков;
7) для ограждения теплосетей — в виде армопенобетонных коробов и сегментов.
Ячеистый бетон объемным весом 400—600 кг/м3 применяют для неармированных теплоизоляционных элементов конструкций, объемным весом 600—1 200 кг/л<3 — для армированных и неармированных элементов конструкций, выполняющих несущие и одновременно • теплоизоляционные функции.
§ 8. КРУПНОПОРИСТЫЙ БЕТОН
В районах, где отсутствуют такие стеновые материалы, как кирпич, шлакобетонные камни и т. п., или в них ..ощущается острый недостаток, но где имеется гравий ,цли может быть легко получен щебень, на заводах и
17
ЛИТЕРАТУРА
Таблица 1.10
Расход цемента и заполнителей, коэффициенты выхода и теплопроводности крупнопористого бетона1 2
Объемный вес сухого заполнителя для приготовления 1 ма бето- на в кг Показатели Единица измерения Марка бетона Расход заполнителя в л? на 1 м? бетона * Коэффициент выхода бетона Расчетный коэффициент теплопроводности бетона X в ккал/м'1 час град 1
15 25 35 50 75 100
1 600 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/лс3 т/лс3 90-100 1,76-1,84 110-120 1,79-1,87 130-150 1,82—1,9 160-180 1,85-1,96 190—210 1,88—2,02 220—240 1.91-2,1 1,05-1,15 0,86—0,9 0,65-0,92
1400 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/лс3 т/лс3 100—110 1,61-1,74 120—130 1,65—1,79 140-160 1,70—1,83 170-190 1,75—1,88 200-220 1,78-1,94 230—270 1,81—2,02 1,09-1,20 0,77—0,85 0,57-0,78
1 200 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/лс3 т/м3 130-140 1,45-1,67 150—160 1,55-1,7 170-190 1,62—1,74 200-220 1,67-1,8 240-280 1,71-1,86 — 1,12-1,25 0,72-0,83 0,51-0,67
1 000 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/м? т/м3 170—190 1,25-1,46 200-220 1,35—1,57 230—250 1,45—1,6 260 -240 1,52—1,67 — — 1,15-1,3 0,69-0,82 0,46-0,58
800 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/м? т/м? 200-220 1,05-1,34 230-260 1,20—1,4 270—300 1,28-1,45 — — — 1,18-1,35 0,67-0,81 0,41-0,5
600 Расход цемента марки 300 Объемный вес сухого бетона кг/м3 т/м3 250-270 0,85-1,14 270-300 1,00-1,2 — — — — 1,2-1,45 0,66—0,8 0,38—0,43
1 По данным Г. А. Бужевича.
полигонах можно изготовлять крупные блоки и панели для стен жилых и культурно-бытовых зданий из крупнопористого беспесчаного бетона на плотных или пористых заполнителях. В состав крупнопористого бетона входят гравий или щебень крупностью от 5 до 50 мм (желательно от 10 до 20 мм) и цемент, обеспечивающие получение бетона требуемых марок. В зависимости от заданной проектом марки бетона на плотных заполнителях состав его по объему может колебаться от 1:6 до 1 : 12. Объемный вес крупнопористого бетона на пористом известняковом щебне составляет 1 500 кг)м\ а на плотном — 1700 кг!м\ Объемный вес бетона на гранитном щебне или тяжелом гравии достигает 1 900— 1 950 кг/м3. Расход цемента составляет от 100 до 200 кг на 1 м3 бетона. При изготовлении блоков^ предназначенных для в^зведёй'ия несущих стен зданий высотой ’ до 4 этажей изи для заполнения каркасов более высоких зданий, применяют крупнопористый бетон марок 35, 50 и 75.
Расчетные коэффициенты теплопроводности стен из крупнопористого бетона зависят от объемного веса и принимаются равными:
при объемном весе 1300 кг/м3 .... Х=0,45
. „ . 1 500 Х=0,55
w 1 700 .........Х=0,65
, , 1 900 Х=0,85
Прочность, объемный вес и составы бетона могут характеризоваться данными, приведенными в табл. 1.10.
Крупнопористый бетон при меньшем расходе цемента обладает большей морозостойкостью, чем шлакобетон. Наилучшим пористым легким заполнителем является керамзит, обеспечивающий получение бетона объемным весом до 700—900 кг/м3. Применение керамзита позволяет сократить указанные в табл. 1.10 величины расхода цемента на 20% по сравнению с крупнопористым бетоном на других заполнителях.
ЛИТЕРАТУРА
1. Инструкция по введению в бетон минеральных молотых добавок (И 88-53/МСПТИ), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
2. Инструкция по приготовлению и применению крупнопористого бетона (И 201-51), Госстройиздат, 1951.
3. Сборный железобетон (справочное пособие для строителей), под редакцией И. Г. Совалова, Госстройиздат, 1956 г.
4. Справочник лаборанта построечных лабораторий, под редакцией С. А. Миронова, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954,
5. Строительные нормы и правила, часть I, Строительные материалы, детали и конструкции, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955 г.
6. Технические условия на изготовление и приемку сборных
2 Зак. 2065
ГЛАВА I. БЕТОНЫ ДЛЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
железобетонных и бетонных конструкций и деталей (СН 1-57), Госстройиздат, 1957.
7. Технологические правила производства шлакобетонных камней (ТП 1-53/МСПТИ), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
8. Указания по применению жестких бетонных смесей в производстве сборных железобетонных и бетонных конструкций и деталей (У 110-56), Госстройиздат, 1956.
9. Указания по применению сборных железобетонных конструкций и деталей в строительстве (У 107-56), Госстройиздат, 1956 г.
10. М а р и е н г о ф С. Д., Щур А. И., Производство сборных железобетонных конструкций и деталей, Госстройиздат, 1956.
11. Симонов М. 3., Бетон и железобетон на пористых заполнителях. Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
12. С к р а м т а е в Б. Г., Попов Н. А. и др., Строительные материалы, Промстройиздат, 1954.
ГОСТ 6901-54. Методы определения удобоукладываемости бетонной смеси и прочности бетона.
ГОСТ 970-41 «Цементы: портланд-цемент пуццолановый портланд-цемент, шлакопортланд-цемент».
ГОСТ 310-41 «Цементы. Методы физических и механических испытаний».
ГОСТ 6003-51 «Концентраты сульфитно-спиртовой барды».
ГОСТ 5578-57 «Щебень из доменных шлаков для бетона».
ГОСТ 2779-50. «Гравий для обычного бетона. Технические условия».
ГОСТ 8268-56 «Гравий для строительных работ. Общие требования».
ГОСТ 2781-50 «Песок для обычного бетона. Технические условия».
ГОСТ 2780-50 «Щебень из естественного камня для обычного бетона. Технические условия».
ГОСТ 8267-56 «Щебень из естественного камня для строительных работ. Общие требования».
ГОСТ 3192-50 «Щебень кирпичный и керамический для обычного бетона. Технические условия».
ГОСТ 8269-56 «Щебень из естественного камня и гравий для строительных работ. Методы испытаний».
ГЛАВА II
ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
§ 1. ТЕМПЕРАТУРНО-УСАДОЧНЫЕ ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА
Бетон — капиллярно-пористое тело, состоящее из твердого скелета, образованного заполнителями, склеенными цементным камнем, и большого количества хаотически расположенных пор различных размеров. Пористость бетона обусловлена несовершенством уплотнения при его укладке и избытком воды замеса, постепенно расходуемой на гидратацию цемента и испарение.
Структура цементного камня сложна и неоднородна. Он состоит из упругого кристаллического сростка и наполняющей его вязкой массы — геля.
Сочетание упругой и вязкой структурных составляющих цементного камня наделяет бетон свойствами упруго-вязко-пластичного тела, к тому же осложненными наличием пористости. Эти свойства четко проявляют себя в поведении бетона под нагрузкой и в его взаимодействии с окружающей внешней средой.
Длительное нарушение гигрометрического равновесия в бетоне, вызванное избытком воды замеса, непрерывно поддерживаемое изменениями температуры и влажности внешней среды, приводит к развитию в высыхающем бетоне объемных сил, действие которых сопровождается объемными изменениями бетона — его усадкой. Вследствие неравномерности высыхания бетона усадка по его объему происходит также неравномерно: в нем возникают усадочные напряжения. Открытые, более высохшие, поверхностные слои испытывают растяжение, в то время как внутренние, более влажные, зоны бетона, препятствующие усадке поверхностных слоев, оказываются сжатыми. При этих условиях на поверхности бетона могут возникнуть усадочные трещины.
По современным воззрениям, наиболее полным синтезом которых является теория проф. А. Е. Шейнина [14]*, усадка бетона связана главным образом с объемными изменениями гелевой структурной составляющей цементного камня; капиллярные же явления, происходящие в бетоне при его высыхании, оказывают на усадку второстепенное влияние.
В период схватывания усадка бетона связана с потерей свободной воды на испарение во внешнюю среду и на гидратацию цементных частиц. В последнем случае она происходит за счет уменьшения объема новообразований в цементном тесте по сравнению с объемом исходных материалов.
Вследствие наличия заполнителей эта собственно усадка стеснена и сопровождается развитием усадочных напряжений, которые из-за большой пластичности молодого цементного теста при ограничении скорости высыхания бетона невелики.
♦ Здесь и дальше цифры в прямых скобках означают ссылку на литературные источники, список которых помещен в конце каждой главы.
По мере твердения цементного теста его усадке начинают препятствовать образующиеся в геле кристаллы, постепенно упрочняющиеся и объединяющиеся в кристаллические сростки; усадка бетона начинает зависеть от податливости этих кристаллических сростков, существен-
Рис. II.1. Зависимость усадочных деформаций и напряжений в бетоне от изменения его относительной влажности при высыхании
Призмы 5x5x21 см из бетона состава 1:2,1:4,9 (по весу) на портланд-цементе марки 400 при В'Ц=0,74 и расходе цемента 300 кг!м3. Образцы установлены на сушку в возрасте 28 дней
но замедляется и быстро затухает В результате продолжающейся после этого потери свободной воды в цементном камне остаются крупные поры, причем потеря этой воды уже не сопровождается усадкой.
Усадочные напряжения, возникшие на начальной стадии твердения бетона, за это время быстро релаксируют и затухают вследствие высокой пластичности цементного камня.
После потери значительной части свободной воды начинает испаряться пленочная вода геля, что вызывает его интенсивную усадку, существенно превосходящую по величине усадку в период схватывания. С этого момента в бетоне начинают вновь быстро развиваться усадочные напряжения. В дальнейшем по мере испарения пленочной воды и прогрессирующего уменьшения толщины пле
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
20
вок способность мельчайших микрокристаллов, содержащихся в геле (субмикрокристаллов), удерживать воду все более и более возрастает, и с течением времени усадка затухает.
Теория проф. А. Е. Шейнина хорошо подтверждается экспериментом.
имеет место неоднозначная зависимость между усадочными деформациями и напряжениями, с одной стороны, и изменениями влажности бетона, с другой. Эта неоднозначность проявляется в том, что одни и те же уменьшения влажности бетона могут вызывать различные по
Рис. II.2. Зависимость усадки бетона от изменений его относительной влажности
Призмы 5x5x11 см из бетона состава (по весу) 1 : 2,1 : 4,9 на портланд-цементе марки 400 при ВЩ=0,62 и расходе цемента 300 кг]м3. Образцы установлены на сушку в возрасте 30 дней./—подсушенные призмы; 2— призмы естественной влажности; 3 — призмы, вымоченные в воде
Рис. П.З. Зависимость между относительными деформациями бетона и изменениями его относительной влажности при повторных высушиваниях и увлажнениях
Призмы 5x5x11 см из бетона состава (по весу) 1:2,1:4,9 на портланд-цементе марки 400 при В'Ц=0,545 и расходе цемента 300 кг[м3. Образцы установлены на первичную сушку в возрасте четырех дней
На рис. ПЛ показана зависимость усадочных деформаций и напряжений от изменения влажности бетона при его высыхании, полученная С. В. Александровским с помощью специальной опытной установки. Опыты проводились на бетонных призмах в условиях искусственно созданной осевой сушки за счет гидроизоляции боковых поверхностей. Кривая на верхнем графике соответствует призме, свободно деформирующейся от усадки без ограничения деформаций, на нижнем — призме, сохраняющей при высыхании постоянную первоначальную длину за счет абсолютно жесткого защемления ее торцов.
До сушки призмы хранились покрытыми гидроизоляцией, препятствующей их высыханию, и к началу сушки имели определенный запас свободной воды. Из рис. ПЛ ясно видно, что потеря этой воды в начале сушки не вызывает усадки и не сопровождается развитием усадочных напряжений. Лишь на конечной стадии, по опытным данным, составляющей 1—О,8°/о изменения относительной влажности соответственно в молодом и старом возрасте, высыхание бетона сопровождается его усадкой.
Таким образом, при большой начальной влажности, свойственной молодому бетону и готовым изделиям из жего после тепловой обработки в камерах пропаривания,
величине усадочные деформации и напряжения и, наоборот, одним и тем же по величине усадочным деформациям и напряжениям могут соответствовать различные по величине изменения влажности бетона. Это отчетливо видно из рис. II.2, на котором изображена зависимость усадки от уменьшения влажности призм-близнецов с различной начальной влажностью [2].
Как следует из этого рисунка, в соответствии с изложенным выше одному и тому же по величине уменьшению влажности призм-близнецов: вымоченных, естественной влажности и подсушенных соответствуют разные по величине усадочные деформации и, наоборот, одна и та же усадка у них является следствием различных изменений относительной влажности — больших у вымоченных призм, меньших у призм естественной влажности и еще меньших у призм подсушенных.
В этих же опытах (рис. П.З и П.4) отчетливо проявила себя необратимость усадки при увлажнении бетона после длительного периода высыхания [1]. На рис. П.З и П.4 восходящие ветви кривых соответствуют высыханию бетонных призм (усадке), а нисходящие — их увлажнению (набуханию). Как сушка, так и увлажнение
§ 1. ТЕМПЕРАТУРНО-УСАДОЧНЫЕ ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА
21
образцов проводились через их торцы при гидроизоли-рованных боковых поверхностях, т. е. в условиях чистой осевой деформации.
Опыт начинался с установки образцов на сушку в возрасте четырех суток.
Необратимость усадки находит свое выражение в том, что, во-первых, деформации набухания «постаревшего» бетона существенно меньше деформаций его усадки в молодом возрасте, во-вторых, коэффициент линейной усадки существенно больше коэффициента линейного набухания — восходящие ветви усадки на рис. П.З круче нисходящих ветвей набухания.
Величина относительной усадки в опытах при сушке в помещении с температурой около 18° и относительной влажностью 60—70% может доходить до (70-ь30)10—5 мм/мм соответственно в молодом и старом возрасте, чгз равно по величине температурной деформации бетона при изменении его температуры на Усадка бетона зависит от его напряженного состояния. Установлено, что нагружение бетона ускоряет его высыхание (рис. II.5) и существенно влияет на усадку, замедляя ее при растяжении и ускоряя при сжатии (рис. П.6). Наблюдаемое при этом различие в режимах высыхания и усадке нагруженного и ненагруженного бетона тем выше, чем ниже его прочность и чем выше приложенные к нему напряжения.
Свободные относительные деформации усадки и набухания бетона можно определить по формулам:
еус = ₽(£/*-£/); (П.1)
енаб = 1О/—£/0), ([II. 2)
где ₽ и т]— соответственно коэффициенты линейной усадки и линейного набухания в ,
г/г характеризующие собой относительную деформацию бетона в мм/мм, вызываемую изменением его относительной влажности U в г/г на единицу;
Uo — влажность бетона в г/г в начале набухания;
£7* — влажность бетона в г/г, начиная с которой при его высыхании развивается усадка. Коэффициент линейной усадки бетона по опытным данным, довольно стабилен, не зависит от водоцементного отношения, расхода цемента, возраста и состава бетона и близок к значению 8=3,0.1 v „ г1г
Коэффициент линейного набухания бетона 7j довольно изменчив и снижается с ростом водоцементного отношения от В/Ц = 0,5 до В/Ц = 0,9 в пределах т] = (1,1 ч-0,5) 10-2 .
г/г
Критическая влажность U* зависит от возраста бетона и, по опытным данным, в условиях естественной сушки равна: для молодого бетона (при раннем распалубливании) U* = 0,01 (г/г); для старого бетона U* = 0,008 (г/г).
Свободные относительные температурные деформации бетона при его нагреве или остывании можно определить по формуле
е/ = а(*—*о), (П.З)
где а — коэффициент линейного расширения бетона, колеблющийся в пределах а=(1-?-1,48) 10~5град -1; / — температура бетона;
/о — ее начальное значение.
пПри ограничении температурно-усадочных деформаций в бетоне возникают температурно-усадочные напряжения.
Рис. II.4. Относительные деформации и изменения относительной влажности бетона при его повторных высушиваниях и увлажнениях Призмы 5X5X11 с* из бетона состава (повесу) 1:2,1:4,9 на портланд-цементе марки 400 при В/Д=0,545 и расходе цемента ЗООке/лс8. Образцы установлены на первичную сушку в возрасте четырех дней
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
22
Призмы 5x5x17,5 см из бетона состава (по весу) 1:2,1:4,9 на портланд-цементе марки 400 при 2?/Z/=O,7 и расходе цемента 300 кг/м3. Образцы загружены и установлены па естественную сушку в возрасте двух дней. Изменения относительной влажности приведены к напряжениям о = 1 кг!смл
Рис. II.6. Влияние длительного загружения на усадку бетона
Призмы 5X5X17,5 см из бетона состава (по весу) 1:2,1:4,9 на портланд-цементе марки 400 при В/Ц=0,56 и расходе цемента 300 кг/м3. Образцы загружены и установлены на естественную сушку в возрасте двух дней
При длительных и спокойных процессах высыхания и остывания величина температурно-усадочных напряжений существенно снижается (до 50—40%) за счет ползучести бетона.
§ 2. ПРОЧНОСТЬ БЕТОНА
меньше, тем ближе поверхности разрушения к вертикальным.
Разрушение призм часто происходит по поверхностям, близким к вертикальным, однако наблюдаются случаи разрушения призм и по наклонным поверхностям.
Работа бетона в железобетонных конструкциях исполь-
зуется главным образом для восприятия сжимающих усилий. Растягивающие усилия воспринимаются арматурой, так как бетон слабо сопро-I N тивляется растяжению.
I Сопротивление бетона сжатию
’ оценивается обычно условной Ку-
биковой прочностью бетона.
Более правильно было бы оценивать прочность бетона испытанием бетонных призм, так как это исключило бы влияние довольно неопределенной величины — опорного трения. Однако в производственных условиях не испытывают призм на сжатие и часто не
N
Рис. II.7. Схема разрушения бетонного куба при сжатии
определяют прочности бетона при растяжении, а вводимые в расчет характеристики прочности бетона, как-то: призменная прочность, предел прочности на сжатие при изгибе, а также предел прочности при растяжении, устанавливаются в зависимости от кубиковой прочности бетона.
При сжатии кубов разрушение
их чаще всего происходит по наклонным поверхностям (рис 11.7), угол наклона которых зависит от величины сил трения по опорным плоскостям кубов: чем эти силы
Рис. П.8. Разрушение бетонной призмы при сжатии
Рис. II.9. Разрушение армированной призмы
При приложении к бетону сжимающих усилий в нем возникают разнообразные по величине и по направлению напряжения. Под влиянием этих напряжений в наиболее слабых местах возникают микротрешины, которые
§ 2. ПРОЧНОСТЬ БЕТОНА
23
затем, развиваясь, являются начальной причиной разрушения бетона.
Следует отметить, что характер разрушения бетона зависит от соотношения сопротивления бетона срезу к сопротивлению разрыву, от степени неоднородности структуры бетона и т. п.
На рис. II.8 показан характер разрушения бетонных призм из сравнительно слабого бетона с призменной прочностью около 105 кг/см1 2.
Начало разрушения характеризовалось появлением мелких продольных трещин, однако разрушение все же произошло по косому направлению.
На рис. II.9 показан характер разрушения призмы из того же бетона, но имеющей продольную арматуру из холоднотянутой проволоки и сравнительно часто расположенные хомуты. Здесь явно выраженного разрушения по косым площадкам не наблюдается.
Методика определения прочности бетона в производственных условиях регламентируется ГОСТ 6901-54 [6].
Стандартные образцы для испытаний бетона на сжатие представляют собой кубы бетона, размер которых должен соответствовать данным табл. II.1.
Таблица II.1
Наименьший размер кубов бетона
Наибольшая крупность заполнителя в мм 30 40 60 100
Наименьший размер ребра куба в мм 100 150 200 300
Бетонные образцы (кубы) изготовляют сериями; каждая серия состоит не менее чем из трех образцов, взятых из одного и того же замеса или из партии, доставленной одной автомашиной или хранящейся в одном бункере и т. п. Число серий образцов бетона, изготовляемых при производстве сборных железобетонных конструкций и товарного бетона, приведено в табл. II.2.
Таблица II.2
Число серий образцов бетона для сборных конструкций и товарного бетона
Наименование конструкций
От каждого объема бетона одной марки в м3
Наименьшее число серий образцов (кубов) бетона при изготовлении без сбо-1 с обогрева |гревом
1 Элементы сборных железобетонных конструкций, изготовляемые в построечных условиях ...................
2 Конструкции заводского из-
готовления с применением тепловой обработки ....
2
3
50
50, но не более объема бетона, уложенного за одну смену
50
3 Товарный бетон ...........
Бетонные образцы должны изготовляться в тех же условиях и теми же приемами, как и сама конструкция; хранение их также должно производиться в условиях, аналогичных условиям хранения конструкций.
Образцы бетона испытывают в следующие сроки: 1-я серия — через 2—3 часа после тепловой обработки; 2-я серия — в день отгрузки изделий потребителю; 3-я серия оставляется в резерве для испытаний в более поздние
сроки, если будет обнаружено, что прочность бетона к моменту отгрузки изделий потребителю недостаточна.
В случае отпуска потребителю изделий заводского изготовления с бетоном прочностью ниже проектной марки (но не ниже 70% от нее) рекомендуется изготовлять дополнительную серию бетонных образцов. Эта серия после ее изготовления хранится в «нормальных» температурно-влажностных условиях, подвергается испытанию в месячном возрасте и служит для проверки нарастания прочности бетона.
Предел прочности при сжатии бетона каждой серии образцов вычисляют как среднее арифметическое результатов испытаний всех образцов данной серии. При этом если наименьший результат испытания одного образца отличается более чем на 20% от следующего большего показателя, то образец с наименьшим результатом не учитывают и предел прочности вычисляют как среднее арифметическое из результатов испытания остальных образцов данной серии.
Значения предела прочности бетона должны быть приведены к прочности кубов с ребром 200 мм, для чего значения предела прочности, полученные при испытании, умножают на следующие коэффициенты:
при испытании кубов с ребром 100 мм..................на 0,85
" И я я п 150 ........................... я 0,9
- - Я Я Я 200 ...................1
я . я . я 300 ................... 1.1
Результаты контрольных испытаний бетонных кубов обычно показывают, что бетон заданной марки не обладает во всей своей массе одинаковой прочностью. Фактические значения прочности отклоняются в ту или другую сторону, в зависимости от способов подбора состава, изготовления и хранения бетона, а также от способа испытания; наблюдаются также значительные отклонения в прочности бетона, связанные с неоднородностью его структуры.
При массовых испытаниях образцов бетона одной марки, одинакового состава, способа изготовления и хранения можно построить статистическую кривую, выражающую характер «рассеяния» прочности бетона.
На рис. II.10 приведена такая кривая, построенная по результатам испытаний 3 700 кубов из бетона марки 200, изготовленного на одном из московских заводов железобетонных конструкций.
На графике по оси абсцисс отложены значения прочности бетонных кубов в кг{см2, а по оси ординат — количество кубов, показавших данную прочность. Сплошной линией показана статистическая кривая, построенная для интервалов прочности 20 кг/слг2; пунктирной линией показана теоретическая «нормальная» кривая распределения. Средняя величина прочности бетонных кубов для этого бетона оказалась равной /?=222 кг/см2, а среднее квадратическое отклонение (стандарт) а=27 кг 1см2.
Если ^полученная статистическая кривая близка к «нормальной», то наименьшее значение прочности, возможность появления которого практически еще следует учитывать, принимается равным средней величине минус три «стандарта». В нашем случае это будет /?мин = ==7?с—За =222—3 • 27 = 141 кг/см2.
Отношение /?Мин к проектной прочности (марке) бетона, названное коэффициентом однородности бетона, будет равно
Полученная статистическая кривая со сравнительно небольшим разбросом прочности показывает, что качество изготовляемого бетона хорошее.
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
24
Так как средняя величина прочности /?с=222 кг 1см2 незначительно превышает проектную марку, то хорошее качество бетона получено не за счет перерасхода цемента, а за счет тщательного изготовления.
Однако на практике часто встречаются случаи большей неоднородности бетона, выражающейся в увеличении значения «стандарта» о и в уменьшении коэффициен-
Рис. 11.10. Кривые распределения прочности бетонных кубов
/ — статистическая кривая; 2 — нормальная кривая (данные А. Ф. Милованова)
та однородности. Для исправления дефектов изготовления бетона в ряде случаев вместо улучшения всего процесса изготовления прибегают к увеличению расхода цемента, несколько увеличивая тем самым среднюю прочность Rс и как бы сдвигая всю «статистическую» кривую в сторону увеличения прочности. Такой путь, однако, нельзя считать правильным.
Оценку прочности бетона, примененного для изготовления партии изделий, следует производить по двум показателям — средней прочности бетона и наименьшему ее значению, полученных из испытания серий кубов, относящихся к данной партии. Каждая серия кубов отбирается из сравнительно большого объема бетона, а число серий обычно невелико; поэтому может оказаться, что некоторая часть бетона имеет прочность, более низкую, чем это следует из испытаний кубов.
Таблица П.З
Допускаемое снижение прочности бетона в контрольных образцах (кубах)
Наименование случая Допускаемое снижение прочности бетона в °/0 при общем числе испытанных серий кубов от одной партии изделий
до 4 от 5 до 10 более 10
Для средней прочности всех серий 0 0 0
Для прочности любой из испытанных серий 15 15 15
Для прочности одной из всех испытанных серий — 20 25
Вид напряженного состояния
Сжатие осевое (призменная прочность)
Сжатие при изгибе . . .
Растяжение
В связи с этим минимальная прочность бетона, допускаемая при испытаниях образцов, установлена более высокой, чем принимаемая при расчете конструкции наинизшая прочность бетона (расчетное сопротивление бетона).
Предельные допустимые отклонения прочности бетона контрольных образцов от проектной марки зависят от числа испытанных серий кубов и могут быть приняты согласно табл. П.З.
Как видно из табл. П.З, средняя прочность бетона по всем испытанным сериям кубов во всех случаях должна быть не ниже проектной.
Значения призменной прочности бетона, включенные в нормы НиТУ 123-55 [8], приняты исходя из следующей опытной зависимости:
1 3004-/?
<1Ь4>
При лабораторных испытаниях бетонных призм отношение их высоты к стороне основания обычно принимают от 3 до 4.
Изменение призменной прочности с изменением отношения высоты призмы h к размеру основания а можно с достаточной точностью принимать по табл. П.4.
Таблица И.4
Изменение призменной прочности бетона в зависимости от соотношения размеров призм
h а 1 2 3 4
*пр ^куб 1 0,85 0,78 0,74
Значения прочности бетона при растяжении также установлены на основании опытных данных.
На рис. П.11 показаны кривые отношений прочности 7?р бетона при растяжении к кубиковой прочности —— • ^?куб
Некоторое снижение этого отношения в действующих нормах (НиТУ 123-55) связано с уточнениями, основанными на результатах опытов, проведенных в последнее время.
Следует, однако, отметить, что обе кривые являются весьма усредненными, так как наблюдается значитель-7?р
ный разброс значений ——.Это можно объяснить малой ''куб
величиной прочности бетона при растяжении. Поэтому даже небольшие изменения состава бетона, свойств цемента и заполнителей, а также другие факторы, заметно сказываются на прочности при растяжении.
Таблица II.5
Нормативные сопротивления бетона
Нормативные сопротивления бетона в кг^см* для бетона марки
Сопротивление бетона срезу, сдвигу или скалыванию является величиной довольно неопределенной, так как случаев, при которых бетон разрушался бы от чистого
§ 3. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ КРАТКОВРЕМЕННОМ НАГРУЖЕН. 1И
25
Рис. 11.11. Зависимость прочности бетона при растяжении /?р от кубиковой прочности /?куб
1 — по нормам 1947 г.; 2 — по действующим нормам
среза, не существует. В связи с тем, что сопротивление бетона растяжению значительно меньше, чем сопротивление его срезу, разрушение происходит обычно по каким-либо наклонным плоскостям, в которых возникают как растягивающие, так и сдвигающие напряжения. Ориентировочно сопротивление бетона срезу можно принимать от 1,5 до 2,5 раз выше сопротивления бетона растяжению. В табл. II.5 приведены значения нормативных сопротивлений бетона.
§ 3. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА
ПРИ КРАТКОВРЕМЕННОМ НАГРУЖЕНИИ
При испытаниях бетонных призм на центральное сжатие, проводимых в обычных условиях на прессе (с выдержкой), диаграмма зависимости относительных продольных деформаций от напряжений имеет вид, показанный на рис. 11.12.
В начальной стадии при напряжениях, не превышающих 30—40% от призменной прочности, диаграмма близка к прямолинейной; с увеличением напряжений степень искривления диаграммы растет.
Предельная сжимаемость бетона, по данным опытов, изменяется в больших пределах. На величину предельной сжимаемости влияют состав бетона, водоцементное отношение, вид заполнителей и свойства цемента, скорость загружения, размеры призм и т. д.
На рис. 11.13 показаны диаграммы деформаций, полученные для одинаковых бетонных призм (20Х20Х /80 см), испытанных К. Э. Талем при трех разных скоростях нагружения.
Деформации бетонных призм при внецентренном сжатии отличаются от деформации центрально сжатых призм. Опыты показывают, что краевые деформации призм при внецентренном сжатии превышают деформации таких же центрально сжатых призм.
На рис. 11.14 показаны диаграммы приращений деформаций призмы при нагружении ее на грани упругого ядра сечения некоторой долей от разрушающей нагрузки; на рис. 11.15 представлены соответствующие эпюры напряжений.
Рис. 11.12. Зависимость относительных продольных деформаций бетона от напряжений при испытании образцов с выдержкой
Приращение деформаций на каждом этапе нагружения с некоторым приближением можно расчленить на три части: приращение «мгновенных» деформаций, наблюдаемых непосредственно при нагружении, — кривая 1 (рис. 11.14); дополнительное приращение «свободных»
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
26
Рис. 11.13. Зависимость относительных деформаций бетонных призм от напряжений при различной скорости загружения образцов
7 — 2,5 кг!см- в 1 мин.; 2 — 0,833 кг; см* в Г’мин., 3 — 0,2782яг/сжа в 1 мин.
пластических деформаций — кривая 2; «вынужденное» окончательное положение сечения вследствие того, что оно должно остаться плоским, соответствующее опре-
Рис. II. 14. Диаграмма приращений деформаций призмы при внецентренном сжатии
деленному перераспределению деформаций и напряжений,— кривая 3.
Эпюра на рис. 11.15 представляет собой приращение напряжений, отвечающих «мгновенной» деформации; эпюра До2 — приращение напряжений, возникающее вследствие перераспределения деформаций (рис. П.14, 2 и 5); эпюра Да— полное приращение напряжений за один этап нагружения.
Так как перераспределение деформаций и соответствующее ему перераспределение напряжений происходит без изменения внешней силы, то эпюра Дз2 является самоуравновешивающейся, т. е. имеющей нулевые равнодействующие. Этим определяется характер эпюры и положение центров тяжести трех ее разнозначных участков.
При
Рис. 11.15. Эпюры приращений напряжений в призме при внецентренном сжатии
h
принятом эксцентрицитете е0= — предельная на-6
грузка для призмы определяется из формулы:
§ 3. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ КРАТКОВРЕМЕННОМ НАГРУЖЕНИИ
27
Рис. 11.16. Эпюры напряжений внецентренно сжатой призмы для нагрузки #=(0-=-0,9) #р j —10 % ОТ N-a 2 — 20 °/о от tfp; 3 — 30 % от N ; 4 — 40 А°/о от N ; 5 — 50 % от N ; 6 — 60 % от У ;
V 7-70 % от Np; 3-80 °/0 от N^9 - 85от Np; 10 - 90 °/0 от
Л/В.с («о + у) = 0.5WA2. (П.5)
откуда получаем
ЛГВ.С = 0,5f.nP&- = 0,75ЛГц.с. (И • 6) 4Л
V
С другой стороны, при одинаковой нагрузке краевые «мгновенные* напряжения для внецентренно сжатой призмы (при треугольной эпюре напряжений) вдвое превышают напряжения в центрально сжатой призме. Следовательно, приращение краевых «мгновенных» напряжений внецентренно сжатой призмы за один этап нагружения составляет:
(„.7) bh Ыг
Так как приращение «мгновенных» деформаций пропорционально напряжениям Доь то на каждый этап нагружения приращение этих деформаций внецентренно сжатой призмы в 1,5 раза превышает приращение этих же деформаций в центрально сжатых призмах. Результаты опытов достаточно хорошо согласуются с этим выводом.
Проведенные исследования показали, что вследствие приращения пластических деформаций и перераспределения напряжений полные краевые деформации более напряженной грани внецентренно сжатых призм также значительно превышают деформации при осевом сжатии.
На рис. 11.16 показаны эпюры напряжений внецентренно сжатой призмы, полученные нами изложенным способом для нагрузки от #=0 до #=0,9 Мразр-
Диаграммы изменений деформаций по высоте сечения (рис. 11.17) показывают, что положение нулевой (нейтральной) оси сохраняется у грани призмы только при росте «мгновенных» деформаций. За время выдержки нагрузки нулевая линия непрерывно перемещается от грани призмы внутрь сечения. Это перемещение зависит от внутреннего перераспределения напряжений в сечении, связанного с пластическими деформациями.
Модуль упругости бетона при сжатии, отвечающий прямолинейному участку диаграммы (рис. 11.12), зависит от плотности и прочности бетона. В табл. II.6 приведены нормативные значения модуля упругости бетонов.
Так как уже при сравнительно низких относительных напряжениях в бетоне зависимость <*б —е (рис. 11.12) становится криволинейной за счет развития пластических деформаций, то в ряде случаев в расчетах пользуются модулем упруго-пластичности бетона, введенным В. И. Мурашевым [7].
Значение этого модуля определяется выражением
Е;=(1-Х)Е6> (II.8)
где Еб—модуль упругости бетона;
X — отношение пластической части деформации к сумме ее упругой и пластической частей (рис. 11.18)
Х = — . (II.9)
еб
Величина модуля Еб при данных напряжениях зависит от характера кривой зависимости относительных продольных деформаций бетона от напряжений (рис. 11.12 и 11.18), т. е. от скорости и длительности нагружения, прочности бетона и других факторов.
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
28
Рис. 11.17. Диаграммы приращений деформаций по высоте сечения внецентренно сжатой призмы а — деформации при нагружении; б — деформации за время выдержки; в — полные деформации
Таблица П-6
Нормативные модули упругости бетона при сжатии в кг/см2
Марка бетона Модули упругости бетона в кг/см*
тяжелого легкого
35 60 000
50 110 000 70 000
75 155 000 95 000
100 190 000 110 000
150 240 000 130 000
200 290 000 150 000
300 340 000
400 380 000
500 410 000
600 430 000 —
Модуль упруго-пластичности бетона используется при расчете деформаций и трещиностойкости железобетона (см. гл. IV).
Влияние повторного нагружения. Поведение бетона при действии на него повторных сжимающих нагрузок зависит от величины нагрузки. Если сжимающие напряжения невелики (практически меньше 40—50% от предела прочности), то после нескольких циклов повторения нагрузки диаграмма деформаций становится прямолинейной, а величины деформаций при нагрузке стабилизируются, т. е. бетон как бы приобретает свойство
Рис. 11.18. Зависимость относительных продольных деформаций бетона от напряжений
eg — полная продольная деформация бетона; 6у — упругая деформация; — пластическая деформация
0,1 цг ОД О.Ч Qfi OJ5 0,7 0,8 U9 1,0 1,1 1,Z V ’Р
Относительные деформации бетонных призм в Ю3
Рис. П.19. Зависимость относительных продольных деформаций бетона от напряжений при испытании образ цов повтори ым и нагрузками
§ 4. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ ДЛИТЕЛЬНОМ ЗАГРУЖЕНИИ
29
вполне упругого тела. В этом случае число циклов нагружений может быть практически неограниченным без ущерба для прочности бетона.
Если же напряжения от повторной нагрузки превышают указанную выше величину, поведение бетона обычно характеризуется следующим. При первичном нагружении зависимость между напряжениями и деформациями является криволинейной, причем деформации растут быстрее напряжений.
После нескольких циклов повторения нагрузок зависимость а — е становится прямолинейной и полные деформации почти стабилизируются; однако после некоторого числа повторений нагрузки диаграмма а — £ вновь начинает искривляться и полные деформации вновь растут, что свидетельствует о начале разрушения (появления микротрещин).
На рис. 11.19 показана типичная диаграмма деформаций бетона при повторном нагружении. Число циклов нагружения, достаточное для разрушения бетона, зависит от относительной величины напряжений и от амплитуды нагрузки.
Рис. 11.20. Схема зависимости предела усталости бетона от числа циклов нагружения
§ 4. ДЕФОРМАЦИИ БЕТОНА ПРИ ДЛИТЕЛЬНОМ ЗАГРУЖЕНИИ
Упруго-пластические свойства бетона, являющиеся следствием сложной структуры цементного камня, определяют своеобразность поведения бетона под нагрузкой. При длительном загружении бетон проявляет свойство ползучести — тенденцию развивать и накапливать сообщенную ему деформацию при неизменной величине нагрузки.
Ползучесть бетона связана с вязкостью гелевой структурной составляющей цементного камня, способствующей перераспределению усилий с течением времени, во-первых, на его упругую структурную составляющую — кристаллический сросток, во-вторых, с цементного камня в целом на заполнители.
Рис. 11.22. Ползучесть сжатого бетона при различных величинах напряжения (опыты М. С. Боришанского и Н. И. Катина)
Призмы 7x7x75 см из бетона марки 250, состава (по весу) 1:3:5, на портланд-цементе активностью 586 кг1см2 при В/Ц=0,78. Призмы загружены в возрасте 140 дней при прочности бетона при сжатии 310 кг!см*. Отношение величины напряжений к призменной прочности в момент загружения: 1—0,91; 2—0,60; 3—0,30
На рис. 11.20 показано изменение числа циклов нагружений, необходимых для разрушения бетона, при разных величинах напряжений. При напряжении, не превышающем 50% статического предела прочности бетона, число циклов, потребное для разрушения, составляет не менее 2 млн. Принимается, что при таких напряжениях разрушения от повторной нагрузки практически не происходит. Напряжение, при котором число циклов, необходимых для разрушения не менее 2 млн., называется пределом выносливости (усталости) бетона; оно составляет примерно 0,5 от статического предела прочности при сжатии.
Так как вследствие перераспределения усилий напряжения в геле снижаются, а также вследствие того, что по мере старения бетона вязкость геля, с одной стороны, и упругость кристаллического сростка цементного камня, с другой стороны, возрастают, то ползучесть носит затухающий характер. Изменение вязкости геля связано в известной мере с его обезвоживанием при высыхании и с сопутствующими капиллярными явлениями в нем. Поэтому ползучесть и усадка бетона находятся в тесной взаимосвязи. Однако в то время как усадка носит объемный характер, ползучесть бетона развивается в основном в направлении действия внешнего усилия, прило
Рис. 11.21. Ползучесть сжатого бетона при разных возрастах его загружения (опыты М. С. Боришанского и А. В. Яшина)
Призмы 7x7x75 см из бетона марки 220 состава (по весу) 1:3:4,5 на портланд-цементе активностью 350 кг'см* при ВЦ = 0,62 и расходе цемента 240 кг1м*. Отношение величины напряжений к призменной прочности в момент загружения: 7—0,25; 2—0,35; 3 — 0,24; 4—0,22; 5—0,20
ГЛАВА II. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА БЕТОНА
30
женного к бетону, т. е. имеет четко выраженный линейный характер.
Ползучесть бетона существенно зависит от его возраста, величины напряжений, условий хранения и влажности окружающей среды, а также от масштаба образцов.
Установлено, что ползучесть бетона уменьшается с его возрастом, причем по истечении некоторого момента времени ее скорость уже не зависит от возраста бетона в момент загружения (рис. 11.21). Предельное же значение ползучести тем меньше, чем выше возраст загружаемого бетона.
С увеличением напряжений ползучесть бетона возрастает (рис. 11.22), оставаясь до некоторого предела пропорциональной им. При напряжениях, превышающих половину призменной прочности бетона, эта пропорциональность нарушается и деформации ползучести стано-
личной влажности воздуха
1 — при влажности 50 %; 2 — при влажности 70 °/0; 3 — при влажности 100 °/0; 4 — в воде
Ползучесть бетона больше у сухого бетона и меньше у влажного (рис. 11.23); у малых образцов при прочих равных условиях проявляется большая ползучесть, чем у больших (рис. П.24). Это согласуется с зависимостью ползучести от влажности бетона, так как скорость высыхания образцов зависит от их размеров. Поэтому малые и всегда более сухие образцы ползут под нагрузкой быстрее [5].
Ползучесть бетона имеет большое практическое значение, так как она приводит к перераспределению усилий в статически неопределимых (железобетонных) конструкциях и существенной релаксации температурно-усадочных напряжений. Вместе с тем она оказывается в
ряде случаев невыгодной, приводя к развитию деформаций (прогибов), а также к падению натяжения арматуры в предварительно напряженных железобетонных элементах.
От ползучести бетона существенно зависит также величина модуля упруго-пластичности бетона Е6, положенная в основу расчета на жесткость и трещиностой-кость железобетона.
При приложении длительной нагрузки к созревшему бетону, процесс твердения которого практически закончился, предельное сопротивление бетона несколько сни-
Рис. 11.24. Кратковременные деформации и деформации ползучести при сжатии железобетонных призм большой и малой с ребрами, соответственно уменьшенными в 8 раз а — деформации ползучести; б — кратковременные деформации
жается по сравнению с его прочностью при кратковременных (машинных) испытаниях. Хотя число опытных данных по длительному сопротивлению бетона невелико, все же можно считать, что указанное снижение составляет не более 1О°/о и лишь в отдельных случаях достигает 15%.
ЛИТЕРАТУРА
1. Александровский С. В., О гистерезисе деформаций усадки и набухания бетона при его попеременных высушиваниях и увлажнениях, «Бетон и железобетон» № 9, 1953.
2. Александровский С. В., Некоторые особенности усадки бетона, «Бетон и железобетон» № 4, 1959.
3. Беляев Н. М., Александрин И. П., Корсак Н. Г., С а т а л к и н А. В., Прочность, упругость и ползучесть бетона, Стройиздат Наркомстроя, 1941.
4. Б е р г О. Я., Исследование прочности железобетонных конструкций при воздействии на них многократно повторной нагрузки, Исследования железобетонных мостовых конструкций, Гострансиздат, 1956.
5. Г в о з д е в А. А., Ползучесть бетона и пути ее исследования, сборник статей «Исследование прочности, пластичности и ползучести строительных материалов», Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
6. ГОСТ 6901-54 «Методы определения удобоукладываемости бетонной смеси и прочности бетона».
7. М у р а ш е в В. И., Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона, Машстройиздат, 1950.
8. Нормы и технические условия проектирования бетонных в железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
9. Столяров Я. В., Введение в теорию железобетона, Стройиздат, 1941.
10. Т а л ь К. Э., Расчет бетонных и железобетонных конструкций по расчетным предельным состояниям, ВНИТО строителей, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
И. Таль К. Э., О деформативности бетона при сжатии, сборник статей «Исследования прочности, пластичности и ползучести строительных материалов», Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
12. Технические условия на методы оценки прочности и однородности бетона (ТУ 200-54/МСПМХП), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
13. Улицкий И. И., Ползучесть бетона, Гостехиздат Украины, 1948.
14. Ш е й к и н А. Е., К вопросу прочности, упругости и пластичности бетона, Труды МИИТ, вып. 69, Строительная механика и мосты, Гострансжелдориздат, 1946.
ГЛАВА III
АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. АРМАТУРНЫЕ СТАЛИ И ТРЕБОВАНИЯ К НИМ
1. Общие требования к арматуре
Арматура, являющаяся важнейшей составной частью железобетона, должна отвечать следующим основным требованиям:
а) надежно работать совместно с бетоном на всех стадиях службы конструкции;
б) использоваться до предела текучести или предела прочности при исчерпании несущей способности конструкции;
в) обладать достаточными пластическими свойствами;
г) обладать качественными показателями, обеспечивающими удобство производства арматурных работ и возможность их механизации.
Арматура предварительно напряженных конструкций должна выполняться из стали высокой прочности, с малой ползучестью и должна быть достаточно надежной против преждевременного разрушения в анкерных устройствах.
В связи с этим при применении арматуры повышенной прочности приходится применять специальные мероприятия, улучшающие совместную работ/ арматуры и бетона и в большей или меньшей мере устраняющие указанные выше недостатки.
Сцепление арматуры с бетоном зависит от многих факторов и может меняться в широких пределах. Значительное влияние на величину сцепления оказывает про-
2. Сцепление арматуры с бетоном
Совместная работа арматуры и бетона в основном обеспечивается силами их сцепления по поверхности (включая склеивание, трение и механическое зацепление по длине стержней [26]), а в ряде случаев, кроме того, специальными мероприятиями — устройством анкеров на концах стержней и др.
Как показывают опыты и широкая строительная практика, при применении арматуры из горячекатаной стали марок Ст. О и Ст. 3 с соблюдением требований действующих норм и технических условий проектирования железобетонных конструкций нет необходимости в каких-либо специальных дополнительных мероприятиях, улучшающих совместную работу арматуры и бетона.
Гладкие стержни из горячекатаной стали марок Ст. О и Ст. 3 в растянутой зоне железобетонных элементов имеют в стадии эксплуатации напряжения, при которых сцепление бетона с арматурой нарушается мало, трещины в бетоне, как правило, раскрываются незначительно, а прогибы получаются вполне допустимыми.
При переходе в целях снижения расхода металла на армирование конструкций гладкими стержнями из стали повышенной прочности рабочие напряжения в них возрастают, заметно нарушается их сцепление с бетоном и увеличивается ширина раскрытия трещин в бетоне; анкеровка стержней арматуры с крюками на концах в ряде случаев оказывается недостаточной, конструкции значительно прогибаются и становятся непригодными для эксплуатации.
Рис. III.1. Общий вид горячекатаной арматуры периодического профиля
а — из стали марки Ст. 5; б — из низколегированной стали марки 25Г2С
филь и состояние поверхности стали. Чем шероховатее поверхность арматуры и целесообразнее размещены выступы на ней, тем лучше может быть ее сцепление с бетоном. По опытам ЦНИПС [22], холоднотянутая высокопрочная проволока с шероховатой поверхностью, характерной для слегка поржавевшего металла, имела сцепление с бетоном призм и балок в 10—15 раз более значительное, чем аналогичная проволока с гладкой зеркальной поверхностью. В целях повышения сцепления арматуры, особенно высокопрочной, с бетоном стремятся создать периодический профиль и увеличить, шероховатость ее поверхности путем механической либо химической обработки.
ГЛАВА III. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
32
Создание периодического профиля достигается различными способами. Для горячекатаной арматуры этот профиль (рис. III.1) выполняется наиболее просто, непосредственно на металлургических заводах в процессе проката. Такой способ создания периодического профиля не
Рис. III.2. Общий вид холодно-обработанной арматуры периодического профиля
а — стержни, сплющенные в двух плоскостях; б — стержни, сплющенные в одной плоскости; в — сплющенная высокопрочная проволока; г—стержни крученые; д — стержни витые
требует сколько-нибудь значительных капиталовложений; он широко освоен заводами и является наиболее эффективным.
Создание периодического профиля достигается также обработкой арматуры в холодном состоянии путем сплющивания гладких стержней в одной или двух плоскостях, скручивания стержней овального или иного некруглого поперечного сечения, свивки двух и более гладких стержней и др. (рис. IIL2). При такой обработке прокатной арматуры повышаются механические свойства стали, но одновременно с этим понижаются ее пластические свойства. Последний фактор должен учитываться при назначении степени сплющивания, свивки или скручивания арматуры.
Сплющивание и свивка арматуры (рис. III.2) находят рациональное применение для создания периодического профиля холоднотянутой высокопрочной проволоки, используемой в предварительно напряженных конструкциях. В этом случае, однако, сплющивание не только ухудшает пластические свойства, но понижает также на 5—7% предел прочности стали.
Для выявления наиболее эффективного профиля арматуры различными организациями проводились специальные исследования.
Рис. III.3. График влияния типа арматуры на анкеровку в бетоне призм и опор балок (за 100 % приняты предельные напряжения в гладкой арматуре)
А — арматура горячекатаная периодического профиля; Б — арматура периодического профиля холодносплющенная с четырех сторон; В — то же, сплющенная с двух сторон; Г — арматура гладкая круглая с приваренными поперечными стержнями; Д — арматура гладкая круглая; /— максимальные значения;
2 — минимальные значения
По опытам ЦНИПС [23], горячекатаная арматура периодического профиля, выпускаемая по ГОСТ 5781-58 и ГОСТ 7314-55, обладает лучшим сцеплением с бетоном, чем другие виды горячекатаной арматуры гладкого и периодического профиля (рис. Ш.З). Горячекатаная арматура периодического профиля имеет по сравнению с гладкой в 2—3 раза лучшую анкеровку в бетоне как при стержнях малого и среднего диаметра (10—20 леи), так и при стержнях большого диаметра (до 80 мм). В связи с этим горячекатаная арматура периодического профиля может быть использована в железобетоне без устройства крюков на концах стержней.
При замене гладкой арматуры из стали марки Ст. 0 или Ст. 3 арматурой периодического профиля из стали марки Ст. 5 количество трещин в обычных железобетонных балках увеличивается до 1,5—2 раз, но ширина раскрытия их не превышает ширины трещин в балках с круглой арматурой. Жесткость балок с арматурой периодического профиля в большинстве случаев оказывается достаточной.
В обычных железобетонных конструкциях по условиям раскрытия трещин и роста прогибов, как правило, может быть эффективно использована горячекатаная
§ 1. АРМАТУРНЫЕ СТАЛИ И ТРЕБОВАНИЯ К НИМ
33
гладкая арматура лишь из стали марок Ст. О и Ст. 3 с браковочным минимумом предела текучести 1 900 — 2 400 кг/сле2; в таких же конструкциях горячекатаная арматура периодического профиля может быть рационально использована, как правило, при применении стали марки Ст. 5 и стали марки 25Г2С с браковочным минимумом предела текучести 2 800—4 000 кг/см2.
Таким образом, периодический профиль арматуры позволяет использовать в обычных железобетонных конструкциях сталь с повышенным пределом текучести и за счет этого снизить расход металла на 25—40% по сравнению с расходом стали марок Ст. 0 и Ст. 3.
При арматуре из стали с еще более высокими механическими свойствами наличие периодического профиля оказывается уже недостаточным для ограничения раскрытия трещин сверх допускаемых величин. В этом случае необходимо использовать другое, более эффективное, мероприятие — создание предварительного напряжения в конструкциях путем искусственного натяжения их арматуры и обжатия бетона. Внешняя нагрузка, передаваемая на предварительно напряженную конструкцию, вначале должна погасить обжатие бетона, вызванное натянутой арматурой, и только после этого в нем, как и в бетоне обычной железобетонной конструкции, возникают растягивающие напряжения. Предварительное напряжение отдаляет момент образования трещин в бетоне, ограничивает ширину их раскрытия и повышает жесткость конструкции, в связи с чем заметно возрастает возможность применения стали с более высокими механическими свойствами. В этих конструкциях практически может быть использована сталь с любыми показателями прочности при растяжении, так как чем выше предел текучести или предел прочности арматуры, тем соответственно больше усилие, с которым она может быть натянута, причем чем выше прочность стали, тем меньше расход ее.
При наличии предварительного напряжения положительная роль периодического профиля арматуры не теряет своего значения. В этом случае благодаря наличию периодического профиля также повышается сцепление арматуры с бетоном, что используется как при работе элемента под нагрузкой, так и для более надежной анкеровки арматуры в бетоне при спуске натяжения.
3. Механические свойства арматурной стали
Стали, применяемые в качестве арматуры, должны обладать достаточной пластичностью. Это требование к стали, применяемой как в обычных, так и предварительно напряженных конструкциях, имеет большое значение и предопределяется не только условиями работы железобетонных конструкций под нагрузкой, но в ряде случаев также условиями механизации арматурных работ.
Чем ниже пластические свойства стали, тем больше ограничиваются возможности ее рационального использования в железобетонных конструкциях, проектируемых с учетом перераспределения усилий, тем больше вероятность опасного хрупкого разрушения конструкции и преждевременного исчерпания ее несущей способности. При низких пластических свойствах, особенно холодно-сплющенной арматуры, повышается вероятность ее хрупкого излома при заготовке, намотке и натяжении механизированными способами на поворотных столах, навивочных машинах и т. п.
Пластические свойства арматурной стали могут характеризоваться относительными удлинениями при ее ис
пытании на разрыв, а также испытанием на загиб в холодном состоянии.
Минимальная допустимая величина относительных удлинений арматуры при разрыве и требование об испытании на холодный загиб, как правило, устанавливаются
Рис. III.4. Диаграмма деформаций арматурных сталей
1 — сталь горячекатаная круглая марки Ст. 3 (ГОСТ 380-50); 2 — сталь горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 (ГОСТ 5781-58);
3 — сталь холодносплющенная периодического профиля марки Ст. 3 (ГОСТ 6234-52); 4 — проволока холоднотянутая низкоуглеродистая
круглая диаметром 3—5,5 мм (ГОСТ 6727-53); 5 — сталь горячекатаная низколегированная периодического профиля марки 25Г2С (ГОСТ 7314-55); 6—то же, подвергнутая механическому упрочнению вытяжкой; 7 — сталь горячекатаная низколегированная периодического профиля марки 30ХГ2С (типа АНЛ-2) (ГОСТ 5058-57); 8— проволока стальная углеродистая периодического профиля (ГОСТ 8480-57) диаметром 5 мм; 9— проволока стальная углеродистая круглая (ГОСТ 7348-55) диаметром 5 мм; 10 —го же, диаметром 2,5 мм; 11 — то же, диаметром 2 мм
соответствующими Государственными стандартами (ГОСТ) или техническими условиями для каждой марки стали и вида арматуры (табл. III.1 и Ш.2). Область и возможность рационального использования арматуры в конструкциях, рассчитываемых с учетом перераспределения усилий, определяются техническими условиями или инструкциями по проектированию железобетонных конструкций [13], [17].
При оценке сталей, применяемых для армирования железобетонных конструкций, важное значение имеет диаграмма деформаций при растяжении стали до разрыва (рис. III.4). Прокатные мягкие стали и некоторые виды термически улучшенных сталей имеют заметный
3 Зак. 2065
ГЛАВА III. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
34
Основные виды арматурных сталей (мягких)
Таблица 111.1
№ Виды арматуры Номера Диаметры арматуры d или <7р в леи Браковочный минимум на растяжение в кг/см* Относительные удлинения Испытание на
п/п ГОСТов предела текучести (нормативное сопротивление) предела прочности при разрыве б5 в % не менее загиб в холодном состоянии
I. Горячекатаные стали
а) Круглая гладкая (сортовая, фасонная)*:
1 2 марки Ст. 0 марки Ст. 3 ( 380—50 1 2590—57 6-100*** 6—100** 1 900 2 400*** 3 200 3 800 22 25 180°, с-2d 180е, г = 0
б) Периодического профиля****:
3 4 5 марки Ст. 5 марки 25Г2С марки 30ХГ2С (АНЛ-2) 5781-58 7314-55 „ 5058-57 ) (7314-55 в । части сор- 10—90 6—40*** 10-32 2 F00** 4000 6000 5 000 6 000 9 000 19 14 6 о. о. о. со со ю ! 1 11 о o’* и" Q О Ю то О 'Ч'
II. Горячекатаные стали, подвергнутые механическому упрочнению (вытяжкой) 1 тамента)
6 Круглая гладкая марки Ст. 0 .... — 6—22 2400 3 200 10 180°, с = 3<7
7 То же, марки Ст. 3 — 6-22 2800 3 800 10 180°, с=Ы
8 Периодического профиля марки Ст. 5, подвергнутая вытяжке с напряжением до 4 500 кг!сМ\ но при удлинении не более 5,5 % 10—40 4 500 5 000 8 90°, c = 3t/p
9 То же, подвергнутая вытяжке на 5,5 % — 10-40 4 500 5 000 8 90°, c~3Jp
10 Периодического профиля марки 25Г2С, подвергнутой вытяжке до 5500 кг,'см*, но при удлинении не более 3,5 % . — 6—40 5 500 6000 6 45°, c=5dp
11 То же, подвергнутая вытяжке на 3,5 % — 6—40 5 500 6 000 6 45°, c=5dp
Примечание, d—диаметр стержней круглой арматуры;
d р—расчетный диаметр стержней арматуры периодического профиля; с— диаметр оправки.
* Сортовая и фасонная сталь марок Ст. О и Ст. 3 прокатывается по специальным сортаментным стандартам.
* * Приведенные прочностные характеристики для стали марок Ст. 3 и Ст. 5 (пп. 2 и 3) относятся к арматуре диаметром до 40 мм.
Значение браковочного минимума предела текучести (нормативного сопротивления) для стали марки Ст. 5 диаметром более 40 мм принимается равным 2 700 кг! см2, а для горячекатаной круглой арматуры из стали марки Ст. 3 диаметром более 40мм—по специальным тех* ническим условиям.
* ** Круглая сталь марок Ст. 0 и Ст. 3 (пп. 1 и 2) диаметром до 8 мм включительно поставляется только в мотках, а диаметром более 8 мм—в прутках. По соглашению сторон поставка этих сталей диаметром от 9 до 22 мм может производиться в мотках. Если Ст. 0 и Ст. 3 не подвергаются последующему механическому упрочнению, то поставку их в мотках рекомендуется ограничить диаметрами 12—16 мм.
Горячекатаная низколегированная сталь периодического профиля марки 25Г2С (п. 4) диаметром до 9 мм включительно поставляется только в мотках, а от 10 мм и выше—в прутках.
Стали по пп. 3 и 5 поставляются только в прутках.
* *** Сталь марки Ст. 5 по химическому составу должна из условий свариваемости соответствовать требованиям п. 7 ГОСТ 380-50.
Низколегированная сталь марки 25Г2С содержит: углерода 0,2—0,29 %, марганца 1,2—1,6 %, кремния 0,6—0,9 °/0. Марка 25Г2С .обозначает, что среднее содержание углерода в стали (в долях процента) составляет 0,25; индексы Г и С обозначают, что сталь легирована марганцем и кремнием.
Низколегированная сталь марки 30ХГ2С (типа АНЛ-2) содержит углерода в среднем 0,3%, марганца 1,2—1,6 %, кремния 0,6—0,9%. хрома 0,6—0,9 %.
на диаграмме участок линейной зависимости между напряжениями и деформациями и достаточно четкую площадку текучести. Холоднообработанные и многие термически улучшенные стали переходят в пластическую область постепенно и не имеют явно выраженной площадки текучести; для таких видов стали иногда за условный предел текучести принимают напряжения, соответствующие остаточным удлинениям стали 0,2%. Прокатная арматура, подвергнутая упрочнению вытяж-
Рис. III.5. Диаграмма растяжения горячекатаной стали
7 — до механического упрочнения; 2 — после механического упрочнения
а < 5,5 % для стали марки Ст. 5; а < 3,5 % для стали марки 25Г2С
§ 1. АРМАТУРНЫЕ СТАЛИ И ТРЕБОВАНИЯ К НИМ
35
Основные виды арматурных сталей (твердых)
Таблица III.2
№ п/п Виды арматуры Номера ГОСТов Браковочный минимум предела прочности при растяжении—нормативные сопротивления в кг]см* при диаметре в мм
2,5 3 1 4 1 5 6 7 8 ю
1 Проволока стальная круглая гладкая углеродистая холоднотянутая . . 7348-55 20 000 19 000 18 000 17 000 16 000 15 000 14 000 10 000
/П* (—Г (—Г Г-Ц* (—У (—Г (—Г
\ ю ) 1 8 ) ( 6 ) 1 4 J \ 3 ) \ 2 j 1 2 j 1 2 /
2 Проволока стальная холоднотянутая периодического профиля .... 8480-57 18 000 17 000 16 000 15 000 14 000 13 000 . 12 000 -
(J.V (—\* (_1V (Л \
\ 4 / \ 3 ) \ 3 / \ 2 ) \ ** /
3 Проволока стальная низкоуглеродистая холоднотянутая 6727-53 - С )т 3 до 5,5 j 5 500 им От 6 д 4 о 10 жж 500
4 Холодносплющенная периодического профиля из стали марок Ст. 3 и Ст. 0 6234-52 — - - — От 6 до 32 мм 4 500
5 То же, марки Ст. 5 . . . - - — — 6 000
* Цифры в числителе дроби обозначают минимально допустимую величину относительных удлинений при разрыве (в процентах), замерен' них на базе 100 мм, а в знаменателе—минимальное число перегибов на 180°.
Для остальных видов твердых арматурных сталей величина относительного удлинения при разрыве не регламентируется.
♦* Испытание на перегиб заменяется пробой на загиб вокруг оправки диаметром 5 d.
кой до 5,5% для стали марки Ст. 5 и до 3,5% для стали марки 25Г2С (рис. III.5), и после старения имеет достаточно большие относительные удлинения (7—10%); в связи с этим она относится к пластичным (мягким) сталям.
Нормативные сопротивления стали, указанные в табл. III. 1 и III.2, принимают равными: для мягких сталей — браковочному минимуму предела текучести, а для твердых сталей — браковочному минимуму предела прочности при растяжении.
При исчерпании несущей способности железобетонных конструкций, запроектированных в соответствии с требованиями действующих норм и технических условий, мягкие стали, работающие на растяжение, используются до предела текучести и не доводятся до разрыва (предела прочности), а твердые стали используются до предела прочности и могут быть доведены до разрыва.
4. Область применения мягких и твердых сталей
Горячекатаная арматура периодического профиля из углеродистой стали обыкновенного качества, марки Ст. 5 (ГОСТ 5781-58) представляет собой круглые стержни с выступами, идущими по трехзаходной винтовой линии, с двумя продольными ребрами (рис. III. 1,а). Номера сечений (расчетные диаметры) соответствуют диаметрам равновеликих по площади поперечного сечения круглых стержней. Стержни мелких и средних диаметров (до 32 мм) используются в обычных конструкциях для жилищного, промышленного и тому подобного строительства. Стержни больших диаметров (40 мм и более) применяются, как правило, в мощных конструкциях гидротехнических и тому подобных сооружений. Стержни диаметром 36 мм и более имеют на поверх
ности клеймо, соответствующее номеру сечения (диаметру стержня в миллиметрах, ГОСТ 5781-58).
Горячекатаная арматура периодического профиля из низколегированной стали марки 25Г2С* (ГОСТ 7314-55) отличается от аналогичной арматуры из стали марки Ст. 5 тем, что выступы на ней с одной стороны имеют правый, а с другой стороны — левый заход (рис. III.1,6) (профиль в <елочку>). Эту арматуру наиболее целесообразно использовать в обычных изгибаемых элементах, обладающих заведомо достаточной жесткостью (балках и прогонах, имеющих относительно большую высоту сечения h > — в фундаментных башмаках и плитах фундаментов и т. п.), а также в сжатых элементах и в предварительно напряженных конструкциях.
В железобетонных конструкциях, к которым предъявляют требование водонепроницаемости, использование низколегированной арматуры без предварительного напряжения не рекомендуется.
Горячекатаная арматура периодического профиля из низколегированной стали марки 30ХГ2С выпускается в соответствии с требованиями ГОСТ 5058-57. До утверждения соответствующего стандарта на сортамент эта сталь прокатывается в виде стержней периодического профиля, как для стали марки 25Г2С, но имеет концы, окрашенные на длине 300 мм красной краской. Эта сталь предназначается для предварительно напряженных конструкций.
Арматура холодносплющенная периодического профиля (ГОСТ 6234-52) представляет собой круглые стержни с вмятинами, расположенными параллельно продольной оси в, двух взаимно перпендикулярных плоскостях (рис. III. 2). Холодносплющенная арматура иэ-
♦ Ранее сталь 25ГС. Здесь маркировка дается по ГОСТ 5058-57,
3*
ГЛАВА III. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
36
готовляется путем холодного проката горячекатаной круглой стали марок Ст. О, Ст. 3 и Ст. 5 по группе А ГОСТ 380-50; такая арматура может применяться в случае отсутствия горячекатаной арматуры периодического профиля.
Холоднотянутая низкоуглеродистая гладкая проволока (ГОСТ 6727-53) применяется преимущественно для арматуры обычных железобетонных конструкций. Она надежно сваривается контактной точечной электросваркой и широко используется в сварных рулонных и плоских сетках, а также в сварных каркасах. При относительно малом диаметре стержней сварные сетки и каркасы из этой проволоки применяются как рабочая арматура для обычных конструкций и элементов с малыми размерами поперечного сечения. В конструкциях более значительного размера сетки и каркасы используются в виде распределительной и монтажной арматуры. В вязаных сетках и каркасах эта проволока может использоваться лишь с нормативным сопротивлением как для стали марки Ст. 3, не подвергнутой механическому упрочнению.
Холоднотянутая стальная круглая углеродистая проволока (ГОСТ 7348-55) предназначается для предварительно напряженных железобетонных конструкций. Проволока изготовляется из углеродистой стали и поставляется в мотках весом не менее 80 кг. При отсутствии проволоки по ГОСТ 7348-55 для предварительно напряженных конструкций может также применяться стальная проволока, выпускаемая для изготовления пружин, канатов, тяг сигнализации и др. [13].
Наиболее эффективной во многих случаях может быть стальная проволока периодического профиля (ГОСТ 8480-57) [9], сплющиваемая в холодном состоянии на заводах-изготовителях или на месте ее изготовления.
По опытам НИИ по строительству, ЦНИПС, ВНИИЖелезобетона и др., при применении холодно-сплющенной арматуры периодического профиля можно использовать проволоку более крупного диаметра, чем при применении гладкой арматуры без устройства специальной анкеровки. Такой профиль позволяет передать предварительное напряжение бетону при прочности в 1,5—2 раза меньшей, чем прочность бетона, требующаяся при передаче предварительного напряжения от аналогичной гладкой проволоки. Это позволяет обжать бетон в более раннем возрасте и значительно повысить производительность стендов и специального оборудования для изготовления предварительно напряженных конструкций. Кроме того, переход от гладкой проволоки малых диаметров (2,5—3 мм) к проволоке периодического профиля более крупных диаметров (5—6 мм и более) дает возможность уменьшить количество струн в несколько раз и за счет этого существенно упростить арматурные и бетонные работы. При применении проволоки периодического профиля в ряде случаев можно изготовлять конструкции из бетона более низкой марки (например, марка 300 вместо марки 400).
При применении арматуры в конструкциях с пульсирующей нагрузкой следует учитывать, что надрезы, сварка, периодический профиль, местные перегибы, устройства анкеров и стыков приводят к понижению предела выносливости стали.
5. Особенности холоднообработанной стали
Арматурные стали, имеющие повышенные механические свойства за счет холодной обработки, в том числе и холоднотянутая проволока, обладают специфическими особенностями, которые необходимо учитывать при проектировании железобетонных конструкций.
Пониженные пластические свойства холоднообработанной стали повышают возможность хрупкого разрыва
арматуры, особенно в местах ее перегиба. В связи с этим для холоднотянутой проволоки в ряде стран, помимо требования испытания на сгибание и разгибание до разрушения, предъявляется дополнительное требование о проверке прочности при растяжении до и после испытания проволоки на загиб. При этом снижение предела прочности проволоки при растяжении после однократного перегиба на 90° и обратно вокруг оправки диаметром, равным пяти диаметрам образца, не должно превышать 5% по сравнению с образцом, не подвергавшимся перегибу.
Испытания при выдержке под нагрузкой показали, что холоднотянутая проволока обладает свойством ползучести, причем тем больше, чем выше напряжение стали. В связи с этим для проволоки, применяемой в предварительно напряженных конструкциях, предъявляются требования, ограничивающие степень ее ползучести (определение предела ползучести стали). По немецким данным, за условный предел ползучести стали принимают постоянное напряжение, при котором удлинение за счет ползучести в течение 1000 час. действия нагрузки не превышает 3% от величины упругого удлинения при этом же напряжении и при базе измерения 200 см.
Испытания показали, что сматывание проволоки в бухты малого диаметра, а также свивка проволоки в пряди и канаты увеличивают ползучесть стали. В связи с этим ставится условие выпускать проволоку в мотках диаметром порядка 300—350 диаметров проволоки. В этом случае снижается ползучесть стали, а, кроме того, проволока после разматывания бухты остается прямолинейной и не требует правки.
Для снижения потерь предварительного напряжения за счет ползучести стали рекомендуется расчетное натяжение арматуры повышать на 10% и с такой перетяжкой выдерживать 3—5 мин., а затем снижать напряжение до расчетного. Кратковременная перетяжка арматуры снижает потери напряжения от ползучести в несколько раз.
Холоднотянутая проволока, особенно малых диаметров, более чувствительна к механическим повреждениям и к поверхностной коррозии; она подвержена также коррозии под напряжением. В связи с этим требуется натянутую арматуру покрывать защитным слоем бетона или раствора, как правило, тут же после натяжения.
Нагрев проволоки до высокой температуры (более 300—350°) может привести к отжигу стали, т. е. к потере прочности. Арматура из холоднотянутой проволоки на всех стадиях работы должна быть надежно защищена от воздействия высоких температур (см. гл. X).
§ 2. СВАРНАЯ АРМАТУРА
В сборных железобетонных конструкциях соединения стержней арматуры, как правило, должны производиться электросваркой.
Стыки стержней внахлестку без сварки могут применяться при армировании конструкций сварными сетками или сварными каркасами.
1. Стыковые соединения стержней арматуры
Выбор типа сварных стыков горячекатаной арматуры следует производить в зависимости от марки стали (см. табл. III.1), диаметра стержней, типа сварочного оборудования, расположения стержней в конструкции, назначения конструкции и удобства бетонирования. Для выбора конструкции стыка можно пользоваться данными табл. III. 3, рекомендациями настоящего параграфа, а также «Указаниями по технологии электросварки
§ 2. СВАРНАЯ АРМАТУРА
------ 37
Таблица III.3
Типы сварных стыковых соединений арматуры
№ типа стыка Вид сварки и тип стыка Конструкция соединения Марка* стали Диаметры стержней в мм
1 Контактная электросварка стержней встык t । пр । d Ст. 3 Ст. 5 25Г2С ЗОХГ2С 10—80 10—80 10-40 10—32
2 Электродуговая сварка стержней с накладками, с четырьмя фланговыми швами "j| т 1 Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 8-80 10—80 8-40
3 Электродуговая сварка стержней с накладками, с двумя фланговыми швами 1 " Qd 1 Ст. 3 Ст. 5 25Г£С ЗОХГ2С 8—80 10—80 8-40 10—32
4 Электродуговая сварка стержней внахлестку, с двумя фланговыми швами 1 ^Г~г /в / гъ Ijj г Ст. 3 8-40
5 Электродуговая Гсварка стержней внахлестку, с одним фланговым швом 8d ’ Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 8-40 10—40 8—40
6 Сварка стержней электродуговыми точками, с накладками S3-4I Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 8—22 10—20 8-20
[Х[ * *
7 Сварка стержней внахлестку электродуговыми точками Ст. 3 8-22
8 Электродуговая сварка стержней с желобчатой подкладкой, многослойными швами <— '.Г J L. X Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 20— 32** 20-32 20-32
9 Одноэлектродная ванная сварка стержней с желобчатой подкладкой у— г ™ Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 20-32 20-32 20—32
10 Ванно-шовная сварка стержней с желобчатой подкладкой 4^^. jj. ха Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 20-80 20—80 20-32
ГЛАВА 111. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
38
Продолжение табл. II 1.3
Вид сварки и тип стыка
Конструкция соединения
Марка* стали
Диаметры стержней в мм
Ванная многоэлектродная сварка стержней с желобчатой подкладкой
Ст. 3
Ст. 5
20—80
20-80
Ванная или электрошлаковая сварка стержней на медной форме
Ст. 3 Ст. 5 25Г2С
20-80
20-80
20-40
Электродуговая сварка стержней с пластинками, двумя фланговыми швами
Электродуговая сварка стержней с пластинка vjh, ’четырьмя фланговыми швами
8-80 10-80
8-40
20-80
20-80
20—40
Ст. 3 8-10
Ст. 5 10
25Г2С 8-10
Сварка электродуговыми точками стержней внахлестку, с пластинками
Ст. 3 Ст. 5 25Г2С
12-16
12-16
12-16
16 Электросварка «од флюсом стержней втавр, с пластинками — Л 1 Ст. 3 Ст. 5 25Г2С 6-30 10-28 6-28
• Сварные стыки для соединения стержней арматуры из стали марки Ст. 0 могут применяться такими же, как для стали марки Ст. 3.
•* Допускается применять стыки данного типа для соединения стержней меньшего диаметра.
арматуры железобетонных конструкций» (ВСН tf-57/МСПМХП — МСЭС) (20].
Соединение стержней горячекатаной арматуры производится контактной электросваркой впритык (тип. 1, табл. III. 3) или сваркой плавлением: швами, электро-дуговыми точками, ванным и электрошлаковым способами (типы 2—12, табл. Ш.З).
Стыки горячекатаной арматуры, подвергнутой механическому упрочнению (пп. 6—11 табл. III. 1 и пп. 4 и 5 табл. III. 2), следует сваривать, как правило, до холодной обработки, так как под действием высокой тем
пературы наклеп пропадает и металл стержней в зоне стыка теряет упрочнение. В случае сварки стыков стержней после упрочнения арматуры необходимо учитывать возможность снижения ее прочности. Однако могут быть допущены такие сварные соединения, при которых практически не происходит снижения прочности металла стержней. Например, стык со смещенными накладками при сварке швами с одной стороны [21].
При заготовке одиночных стержней арматуры диаметром не менее 10 мм, соединение которых может быть произведено до их укладки в дело, как правило,
§ 2. СВАРНАЯ АРМАТУРА
39
должна применяться контактная стыковая сварка. Стержни диаметром менее 10 мм допускается сваривать только в заводских условиях при наличии специального оборудования. Допускается сваривать стыки стержней разных диаметров при условии, если отношение площади поперечного сечения стержня большего диаметра к площади поперечного сечения стержня меньшего диаметра не превышает 1,5. Можно также сваривать горячекатаные стержни из различных марок стали (пп. 1—4 табл. III. 1).
При заготовке одиночных стержней арматуры, в случае отсутствия оборудования для контактной стыковой сварки, стыки рекомендуется выполнять по типам 2; 4; 6—12 табл. III. 3 в зависимости от диаметра арматуры, наличия сварочного оборудования и назначения стержней. При этом для стержней диаметром до 32 мм в первую очередь следует рекомендовать стык с желобчатой подкладкой и заваркой торцов швами (тип 8 табл. III. 3) или ванную сварку одиночным электродом, с остающейся подкладкой (тип 9 табл. III. 3).
Для стержней крупного диаметра (36—80 мм) рекомендуется применять ванную и электрошлаковую сварку на медной форме (тип 12) или ванно-шовную и ванную сварку (тип 10 и 11 табл. III. 3).
Соединения в монтажных условиях одиночных стержней, стержней вязаных или сварных сеток и каркасов, анкерных стержней между собой и с рабочей арматурой, а также стержней в стыках сборных железобетонных конструкций следует осуществлять по типам 2—12 (табл. III. 3).
При горизонтальном положении стыкуемых стержней и возможности производить сварку только в нижнем положении могут применяться стыки типов 3; 5; 8—12 (табл. III. 3).
При горизонтальном положении стыкуемых стержней в стесненном положении, когда доступ возможен только с боков, применяются стыки с накладками и внахлестку по типу 2—5 (табл. III. 3).
Соединения стержней, вертикально расположенных или отклоняющихся от вертикали на угол до 45° при доступе к ним только с одной стороны, рекомендуется производить по типам 3, 5 и 8, а при свободном доступе—также по типам 2 и 4 (табл. III. 3). Наиболее целесообразно применять стык типа 8 (табл. III. 3) с желобчатыми подкладками и заваркой торцов стержней, при этом торец верхнего стыкуемого стержня до сварки обрезается под углом 30—45°.
Соединение стержней с листовым и сортовым прокатом закладных деталей при горизонтальном или вертикальном расположении фланговых швов может быть выполнено: при двух фланговых швах—по типу 13, а при четырех фланговых швах — по типу 14 (табл. III. 3).
Соединение стержней сварных сеток и каркасов, а также одиночных стержней небольшого диаметра с закладными деталями из листового и сортового проката рекомендуется выполнять в нижнем положении электро-дуговыми точками по типу 15 <а>, <б>. Этот способ сварки позволяет сократить длину нахлестки и уменьшить коробление пластинок.
Соединение анкерных стержней при заготовке втавр с пластинами или с плоскими элементами сортового металла закладных деталей’ следует выполнять электросваркой под слоем флюса. Процесс такой сварки происходит полуавтоматически, а при наличии специального оборудования — автоматически. Стержни малого диаметра могут привариваться при закреплении их в обычном электрододержателе.
В отдельных случаях может быть допущена приварка стержней втавр открытой дугой при тщательном контроле и наличии высококвалифицированных сварщиков.
Для стыков, осуществляемых дуговой электросваркой, по типам 2—5 и 13—14 (табл. III. 3), длина сварных швов должна быть не меньше длины накладок или нахлестки; высота швов принимается равной 0,25d; ширина швов принимается в зависимости от типа соединений [19], [20].
Допускается для приведенных типов стыков при соблюдении особых условий по производству сварки и контролю качества [19], [20] сокращение длины накладок и нахлестки против величин, указанных в табл. 3. Расчет соединений с фланговыми швами можно не производить, так как заданные размеры швов гарантируют необходимую прочность стыков.
При проектировании конструкций со стыками, выполненными шовной, ванно-шовной, ванной и электрошлако-вой сваркой (типы 8—12, табл. III. 3), следует строго выдерживать величину зазоров между торцами стержней, размеры и конструкцию подкладок или форм (в табл. III. 3 даны лишь приближенные значения ширины подкладок). Если в условиях монтажа нельзя обеспечить требуемую величину зазора (зазор больше допускаемого), рекомендуется предусматривать сборку стыка с вкладышем, длина которого должна быть такой, чтобы обеспечить установку двух подкладок (форм) для сварки двух стыков. Для установки вкладыша можно отрезать один из стыкуемых стержней.
При проектировании конструкций с арматурой крупного диаметра (36—80 мм), стыки которых выполняются ванной или ванно-шовной сваркой (типы 9—11 табл. III. 3), следует учитывать, что прочность сварного соединения может быть ниже предела прочности металла стыкуемых стержней (см. п. 3, § 2).
Для сборных железобетонных конструкций могут быть допущены стыковые соединения арматуры, не приведенные в табл. III. 3, при условии обеспечения требуемой прочности соединений и соответствующего контроля за качеством.
2. Сварные каркасы и сварные сетки
Сварная арматура для сборных железобетонных конструкций, как правило, должна изготовляться в виде плоских элементов (каркасов или сеток), из которых затем, в случае надобности, составляются пространственные арматурные каркасы.
Расчленение арматуры при ее изготовлении на плоские элементы позволяет применить более индустриальные методы производства арматурных изделий при помощи контактной точечной сварки, упрощает и удешевляет хранение и транспортировку укрупненных заготовок арматуры.
На основании экспериментальных исследований было установлено, что для изготовления сварных сеток (рис. II 1.6) и каркасов (рис. II 1.7) с применением контактной точечной электросварки можно применять арматурные стали, перечисленные в пп. 1—4, 6 и 7 табл. III. 1 и пп. 3 и 4 табл. III. 2.
Холоднообработанные стали (пп. 6 и 7 табл. III. 1 и пп. Зи4табл. III. 2) можно применять только в случаях, если меньший диаметр свариваемых стержней не превышает 10 мм. Горячекатаные стали марок Ст. 0, Ст. 3 и Ст. 5 (пп. 1—3 табл. III. 1) применяются в случае, если меньший диаметр свариваемых стержней не превышает 50 мм, а для горячекатаной низколегированной стали марки 25Г2С (п. 4 табл. III. 1) — 22 мм. Арматурные изделия из стержней большего, чем указано, диаметра можно изготовлять только после всесторонней опытной проверки и при условии соответствия качества сварки предъявляемым требованиям [19], [20].
При изготовлении сварных арматурных сеток из горячекатаной стали (пп. 1—4 табл. III. 1) крестообразные
ГЛАВА III. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
40
соединения пересекающихся стержней можно сваривать дуговой электросваркой, если диаметр стержней превышает 8 мм» а соединения стержней в пересечениях имеют только монтажное значение. Такой способ сварки крестообразных пересечений стержней очень трудоемок, поэтому его следует применять лишь при отсутствии необходимого оборудования для контактной точечной сварки. Применение дуговой электросварки пересечений
«9
Рис. Ш.6. Сварные арматурные сетки
а — с продольной рабочей арматурой; б — с поперечной рабочей арматурой; в—с рабочей арматурой в обоих направлениях
di и da — диаметры соответственно рабочих и распределительных стержней; В — ширина сетки; v и и — расстояние между осями соответственно рабочих и распределительных стержней
Сварные каркасы и сетки рекомендуется применять со взаимно перпендикулярным расположением стержней (рис. III.6 и III.7).
В проектах сборных железобетонных конструкций со сварной арматурой следует предусматривать применение сварных сеток заводского изготовления (свариваемых на многоточечных машинах) в соответствии с сортаментом ГОСТ 8478-571 [10]. ГОСТ распространяется на
I На период освоения массового производства рулонные н плоские сетки поставляются метизной промышленностью по специальным техническим условиям ГП1.
сварные сетки из стержней диаметром от 3 до 9 мм (холоднотянутая проволока диаметром от 3 до 5,5 мм— п. 3 табл. III. 2 и низколегированная катанка из стали марки 25Г2С диаметром от 6 до 9 мм). Сетки могут поставляться рулонными или плоскими, последние изготовляются мерной длины, что должно быть оговорено
Поперечнею Разрез каркасов
Рис. 1П.7. Основные типы сварных каркасов
а — каркас с двумя рабочими и двумя монтажными стержнями; б — каркас с двумя рабочими стержнями и одним монтажным; в—каркас с одним рабочим стержнем и одним монтажным; г и д — каркасы с двумя и тремя рабочими стержнями, расположенными друг над другом, и одним монтажным; е» з, и» м — сдвоенные каркасы, изготовленные из двух элементов типа в; ж — сдвоенный каркас, изготовленный из элементов типов в и г; к — каркас с одним рабочим стержнем и одним монтажным при двустороннем расположении поперечных стержней; л —сдвоенный каркас, изготовленный из двух элементов типа г; н — каркас с двумя рабочими стержнями, расположенными вплотную (нижний продольный стержень приварен точечной сваркой к поперечным стержням; верхний продольный стержень приварен дуговой сваркой к нижнему);
di и d\ — диаметры продольных рабочих и монтажных стержней; d2— диаметр поперечных стержней; и — расстояние между поперечными стержнями; А — длина каркаса по осям крайних поперечных стержней; В — ширина каркаса по осям крайних продольных стержней; С — расстояние от оси крайних поперечных стержней каркасов до конца продольных стержней; Ci — расстояние от оси продольных стержней каркасов до концов поперечных стержней; Са—расстояние между осями продольных рабочих стержней каркаса типа гид;
1 — основной стержень продольной рабочей арматуры; 2 — дополнительный стержень продольной рабочей арматуры; 3 — швы дуговой электросварки; 4 — прихватка дуговой электросваркой
§ 2. СВАРНАЯ АРМАТУРА
41
в заказе. Диаметр продольных стержней рулонных сеток не превышает 5,5 мм.
При проектировании необходимо учитывать, что сетки выпускаются шириной (по осям крайних стержней) 1 400; 1 500; 1 900; 2 300; 2 650 мм. Сетки меньшей ширины можно получить, разрезая стандартные сетки.
При изготовлении сварных сеток на одноточечных машинах расстояние между осями как продольных, так и поперечных стержней рекомендуется принимать кратным 50 мм, при этом в целях экономии металла можно часть рабочих стержней не доводить до краев сетки. В отдельных случаях возможно применение сеток с наклонным расположением распределительных стержней, а также сеток, имеющих на одном или обоих концах крюки или загибы.
Каркасы, выполняемые контактной точечной сваркой, следует, как правило, проектировать и изготовлять плоскими (типов, приведенных на рис. III. 7, а—д), состоящими из прямых продольных рабочих и монтажных стержней и перпендикулярных им поперечных стержней. Из плоских элементов каркаса могут быть образованы составные (например, по схемам рис. Ш.7,еизк:—я) и пространственные каркасы.
Тип сварного каркаса следует выбирать в зависимости от назначения железобетонных элементов, ширины их сечения и условий изготовления. В случаях горизонтального расположения каркасов при бетонировании рекомендуется применять каркасы, выполняемые по схемам а—е; з; и; к (рис. III.7), а в случаях вертикального расположения каркасов — по схемам в; г; ж; и; л; лс; я; (рис. III.7).
В отдельных случаях при изготовлении на одноточечных машинах можно применять каркасы с наклонным расположением поперечных стержней.
Расстояние между поперечной арматурой следует, как правило, принимать постоянным на всю длину каркаса в соответствии с требованиями инструкций И 122-56/МСПМХП [15], СН 15-57 [16].
В случаях изготовления каркасов на специализированных автоматических машинах типа МТМК-ЗХ100 [15] расстояния между поперечными стержнями могут составлять от 100 до 400 мм и быть кратными 50 мм, при этом шаг стержней может отличаться от основного на ±10 мм. Это позволяет наиболее целесообразно распределять поперечные стержни в каркасах сборных железобетонных элементов. Автомат дает также возможность изготовлять каркасы, имеющие два различных шага поперечных стержней, например, более частое расположение поперечных стержней по концам и более редкое — в середине.
Кроме того, допускается сварка пространственных каркасов при наличии специализированного оборудования (автоматическая линия МК-251 и т. п.).
При проектировании сборных железобетонных конструкций следует предусматривать возможность укладки арматуры в форму в виде одного целого каркаса. Если арматура одного элемента состоит из нескольких сварных сеток или плоских каркасов, то в проекте желательно предусмотреть объединение их в один каркас до укладки в форму. Объединение сварных каркасов и сеток рекомендуется производить контактной точечной электросваркой.
Дуговую электросварку можно применять для укрупнения арматурных элементов при диаметрах соединяемых стержней не менее 6 мм, если эти стержни выполняются из горячекатаных сталей (пп. 1—4 табл. III.1).
Легкие сварные сетки и каркасы можно связывать друг с другом вязальной проволокой.
Допускается укладывать в формы отдельные сетки и каркасы при больших габаритах сборных элементов, громоздкости и малой жесткости укрупненных простран
ственных каркасов, а также в случаях, когда это вызывается особенностями технологии изготовления сборных элементов.
Пространственные каркасы могут образовываться путем гнутья сварных сеток и каркасов, например, для небольших плит покрытий и междуэтажных перекрытий корытообразного сечения, для некоторых типов ребристых панелей и т. п.
В случае применения стержней из сталей, перечисленных в пп. 3 и 4 табл. III. I и пп. 3 и 4 табл. III. 2, сгибать сварные каркасы и сетки после их сварки допускается лишь при расположении мест сварки вне пределов загиба и не ближе 5d от его концов.
3. Требование к качеству сварной арматуры
Общие размеры сварных каркасов и сеток, а также расстояния между стержнями при изготовлении выдерживаются в соответствии с рабочими чертежами и техническими условиями [18], [19]. Для сборных железобетонных конструкций в отдельных случаях для сварной арматуры могут быть установлены более жесткие требования в отношении отклонений от размеров. Для арматурных изделий со стержнями диаметром более 40 мм допуски в размерах и отклонения от прямолинейности устанавливаются специальными техническими условиями или по согласованию с проектной организацией, разработавшей данную конструкцию.
В проектах сеток и каркасов следует предусматривать, какие крестообразные пересечения стержней должны быть сварены. Если такие указания в проекте отсутствуют, то следует сваривать все узлы. В сетках с рабочей арматурой из горячекатаной стали периодического профиля, марок Ст. 5 и 25Г2С можно ограничиться сваркой всех узлов в двух рядах по периметру изделия, а остальные узлы сваривать через одно в шахматном порядке через один ряд в направлении рабочей арматуры или по иной системе.
При проверке прочности на срез сварные узлы должны выдерживать усилия не ниже указанных в технических условиях ТУ 73-56/МСПМХП [19].
Стыковые соединения стержней арматуры, выполненные электросваркой (см. табл. III. 3), при испытании на растяжение не должны разрушаться при нагрузке ниже браковочного минимума предела прочности основной стали свариваемых стержней (пп. 1—5; табл. III.1) для следующих случаев:
1) стыки стержней, выполненные контактной стыковой сваркой (тип 1);
2) стыки с заваркой торцов или ванной сваркой при диаметре стержней до 32 мм (типы 8 и 9);
3) стыки с накладками или внахлестку, с фланговыми швами при диаметре стержней до 50лслс включительно (типы 2—5 и 13—14);
4) соединения, выполненные электродуговыми точками при диаметре стержней для типа 6 и 7—22 мм, для типа 15,а—10 мм, для типа 15,6—16 мм\
5) соединения стержней торцом с листовым и сортовым прокатом при диаметре стержня до 30 мм (тип 16).
Стыки стержней диаметром более 32 мм, выполненные дуговой, ванной или электро-шлаковой сваркой (типы 10—12), а также стыки стержней диаметром 55— 80 мм, выполненные дуговой сваркой швами (типы 2, 3, 13 и 14), не должны разрушаться при нагрузках, соответствующих напряжению в стержнях для сталей марок: 25Г2С—5 000 кг!см2-, Ст. 5—4 200 кг!см2\ Ст. 3— 3 600 кг!см2-, Ст. 0—2 900 кг)см2. Стыки холодносплющен-ной стали (п. 4 табл. III.2), выполненные контактной сваркой, должны выдерживать нагрузку не ниже 4 200 кг/см2-, если стыки выполняются до сплющивания, величина нагрузки не должна быть ниже браковочного-минимума предела прочности (п. 4 табл. III.2).
ГЛАВА III. АРМАТУРА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
42
ЛИТЕРАТУРА
1. ГОСТ 380-50, «Сталь углеродистая горячекатаная обыкновенного качества. Классификация и общие технические условия».
2. ГОСТ 2590-51. «Сталь круглая. Сортамент».
3. ГОСТ 5781-58 «Сталь горячекатаная периодического профиля для армирования железобетонных конструкций».
4. ГОСТ 7314-55 «Сталь низколегированная периодического профиля для армирования обычных и предварительно напряженных железобетонных конструкций».
5. ГОСТ 6234-52 «Сталь холодносплющенная периодического профиля для армирования железобетонных конструкций».
6. ГОСТ 7348-55 «Проволока стальная круглая углеродистая для предварительно напряженных железобетонных конструкций».
7. ГОСТ 6727-53 «Проволока стальная низкоуглеродистая холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций».
8. ГОСТ 5058-57 «Сталь низколегированная конструкционная. Марки и общие технические требования».
9. ГОСТ 8480-57 «Проволока стальная холоднотянутая периодического профиля для предварительно напряженных железобетонных конструкций».
10. ГОСТ 8478-57 «Сетки сварные для армирования железобетонных конструкций».
11. «Технические условия на сетки сварные для армирования железобетонных конструкций»
ЧМТУ 5753-57
ВСН6-57,МСПМХП СССР
изд. ЦБТИ МСПМХП СССР, 1957.
12. Инструкция по приемке и применению арматуры, обработанной по способу силовой калибровки, Стройвоенмориздат,
13. Инструкция по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (СН 10-57). Госстройиздат, 1958.
14. Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций (И 123-55/МСПМХП), Госстройиздат, 1956.
15. Инструкция по применению сварных каркасов и свар ных сеток в железобетонных конструкциях (И 122-56/МСПМХП), Госстройиздат, 1957.
16. Инструкция по конструированию элементов железобетонных конструкций (СН 15-57), Госстройиздат, 1958.
17. Нормы и технические условия проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Госстройиздат, 1955
18. Технические условия на сварную арматуру железобетонных конструкций (ТУ 73-56/МСПМХП), изд. ЦБТИ МСПМХП. 1957 и приложения к Указаниям ВСН 38-57/МСПМХП—МСЭС (см. [20]).
19. Технические условия на производство и приемку строи тельных и монтажных работ, раздел III. Бетонные и железобетонные работы (ТУ 117-55).
20. Указания по технологии электросварки арматуры железо бетонных конструкций (ВСН 38-57/МСПМХП—МСЭС), Госстрой издат, 1958.
21. Аваков А. И., Холодносплющенная арматура периоди ческого профиля для железобетона, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
22. Дмитриев С. А., Исследование обычных и предвари тельно напряженных железобетонных конструкций. Сборник трудов ЦНИПС, Госстройиздат, 1949.
23. Дмитриев С. А., Мул ин Н. М., Горячекатаная арматура периодического профиля из низколегированной стали, «Бетон и железобетон» № 1, 1955.
24. Леонгардт Ф., Напряженно армированный железобетон и его практическое применение, Госстройиздат, 1957.
25. М у р а ш е в В. И., Новая арматура железобетона. «Строительная промышленность», № 11—12. 1939.
26. М у р а ш е в В. И., Трещиноустойчивость. жесткость и прочность железобетона, Машстройиздат, 1950.
ГЛАВА IV
ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
§ 1. ОСНОВНЫЕ ФИЗИЧЕСКИЕ ОСОБЕННОСТИ
Железобетон представляет собой строительный материал, в котором рационально сочетаются два различных по своим физико-механическим свойствам материала — бетон и сталь.
Совместная работа арматуры и бетона обеспечивается сцеплением бетона с арматурой и конструктивным закреплением арматуры в бетоне (см. главу III).
Рис. IV. 1. Железобетонные балки
а — из обычного железобетона, работающая с трещинами в растянутой зоне при эксплуатационных нагрузках; б — из предварительно напряженного железобетона, работающая без урещин в растянутой зоне при эксплуатационных нагрузках
Физико-механические свойства железобетона зависят от физико-механических свойств бетона и арматуры, но не аналогичны им. Например, появление трещин в растянутой зоне бетонного элемента вызывает разрушения, а наличие трещин в растянутой зоне железобетонного элемента (рис. IV. 1,а), как правило, не опасно. Сжатый стальной элемент при пределе текучести теряет несущую способность, а в сжатом железобетонном элементе арматура часто при эксплуатационных нагрузках напряжена до предела текучести (см. § 6 этой главы), но элемент работает нормально. Из этих примеров видно, что физико-механические свойства железобетона требуют самостоятельного рассмотрения.
Важной особенностью железобетона является появление трещин в растянутом бетоне (рис. IV. 1,а) до того, как исчерпана несущая способность элемента (сечения).
Между усилием, вызывающим появление трещин в растянутой зоне бетона, и разрушающим усилием имеет место следующая зависимость
VT<VP. (IV.1)
где NT — усилие при появлении трещин;
AZp—разрушающее усилие.
Интервал между значениями Мт и Vp зависит от механических характеристик бетона и арматуры, от конст руктивных параметров сечений, а также от величины начальных напряжений в сечениях элемента.
Начальные (внутренне уравновешенные) усилия в железобетоне возникают от усадки бетона, которой препятствует арматура. Это приводит к возникновению растягивающих напряжений в бетоне и сжимающих в арматуре. Наличие начальных растягивающих напряжений в бетоне уменьшает величину усилия, вызывающего появление трещин, и увеличивает тем самым интервал между значениями VT и Л'р. Наоборот, возникновение начальных сжимающих напряжений в бетоне увеличивает величину растягивающего усилия, вызывающего появление трещин в растянутой зоне бетона, уменьшая интервал между значениями /VT и Мр.
Применяемые в настоящее время бетоны не обладают такими свойствами (заметным расширением) в обычных тепло-влажностных условиях, которые создавали бы полезные начальные напряжения в железобетонном элементе. Однако сейчас имеются предложения и разрабатываются составы бетонов, расширяющихся при твердении (работы проф. В. В. Михайлова и др.) и создающих в железобетоне начальные напряжения: сжимающие в бетоне и растягивающие в арматуре, увеличивая тем самым усилие, вызывающее появление трещин в растянутых зонах бетона; составы этих бетонов пока еще не получили практического применения.
Для увеличения нагрузки, вызывающей появление трещин, когда это экономически целесообразно и технически необходимо, в железобетоне обеспечивается искусственными приемами создание начальных напряжений Обычно это делается созданием уравновешивающих друг друга начальных сжимающих усилий в бетоне и растягивающих в арматуре.
Железобетонные конструкции, в которых искусственным путем в процессе изготовления создают начальные напряжения в бетоне и в арматуре, называются предварительно напряженными.
Железобетонные конструкции без искусственно созданных начальных напряжений называются обычны-м и железобетонными конструкциями.
В обычных железобетонных конструкциях трещины в растянутой зоне бетона появляются при нагрузках менее эксплуатационных, за исключением конструкций с низким процентом армирования, например, в стенках цилиндрических резервуаров, которые проектируются так, чтобы трещины в эксплуатационных условиях отсутствовали.
Таким образом, обычные железобетонные конструкции нормально работают при наличии трещин в растянутой зоне, тогда как предварительно напряженные
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
44
конструкции (рис. IV. 1,6) проектируются, как правило, так, чтобы при эксплуатационных нагрузках они работали без трещин в растянутой зоне сечения. В этом— физическое различие обычных и предварительно напряженных железобетонных конструкций, с вытекающими отсюда особенностями их расчета и конструирования.
Область применения обычного и предварительно напряженного железобетона определяется экономической целесообразностью и технической необходимостью. В сжатых элементах, как правило, применяют обычный железобетон, так как в этом случае бетон под нагрузкой работает на сжатие. В изгибаемых и растянутых элементах необходимость в предварительном напряжении определяется главным образом маркой стали, применяемой для растянутой арматуры.
При растянутой арматуре в виде стержней гладкого профиля из стали марки Ст. 3 и в виде стержней периодического профиля из стали марок Ст. 5 и 25Г2С целесообразно применять обычное армирование, так как в этом случае удается ограничить раскрытие трещин и прогибы пределами допустимых величин без применения предварительного напряжения, требующего дополнительных затрат.
Применение для растянутой арматуры высокопрочной проволоки и горячекатаной стали с пределом текучести более 4 000—4 500 кг!см2 возможно, как правило, в предварительно напряженном железобетоне. Дополнительные затраты на предварительное напряжение компенсируются в этом случае значительным уменьшением расхода стали на арматуру.
В предварительно напряженных железобетонных конструкциях, поскольку они при эксплуатационных нагрузках работают без трещин в растянутой зоне, можно применять в качестве растянутой арматуры стали с практически неограниченным максимальным сопротивлением разрыву. Отсутствие трещин в растянутой зоне увеличивает жесткость сечения и тем самым позволяет в ряде случаев несколько уменьшить расход бетона.
Ниже рассматриваются физико-механические свойства обычного железобетона. Основные данные о физикомеханических свойствах предварительно напряженного железобетона приводятся в главе VI.
§ 2. УСАДКА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Стальная арматура железобетонного элемента вследствие ее сцепления с бетоном является внутренней связью, препятствующей свободной усадке бетона при твердении на воздухе и свободному разбуханию бетона при твердении в воде.
Стесненная деформация усадки бетона в железобетонном элементе приводит к возникновению начальных напряжений: растягивающих в бетоне и сжимающих в арматуре. Вследствие этого усадка железобетонного элемента еуа (рис. IV. 2) равна деформации укорочения арматуры и меньше усадки такого же бетонного (неармированного) элемента еу
Разность деформаций с-у р = £у б — £у<а представляет собой деформацию растяжения бетона при усадке железобетонного элемента.
Растягивающие напряжения в бетоне от усадки со-
ставляют: ау.р £у.р^б.р
или
ау.р — £у.р^р-Еб» (1V.2)
где
^б.р= Np^6; (IV.2’)
Чр = 1 — Хр*. (IV. 2*)
Хр—коэффициент пластичности бетона при растяжении, принимаемый равным 0,5 (см. § 7 этой главы).
Напряжение <зу,р представляет собой среднее растягивающее напряжение в бетоне данного поперечного1 сечения. Вблизи арматуры растягивающие напряжения бетона имеют наибольшее значение, по мере удаления от арматуры они уменьшаются.
Напряжение в арматуре при усадке составляет:
За = еу.а^а« (IV. 3)
Усадочные деформации и напряжения железобетонного элемента находят из совместного решения двух следующих уравнений:
1) уравнения деформаций
£у.р+ £у.а = еу.б; (IV.4)
Рис. IV. 2. Схема деформации железобетонного элемента при усадке бетона
Еу а — усадка железобетонного элемента; еу — усадка такого же бетонного элемента; = У р — деформации растяжения бетона при усадке железобетонного элемента
2) уравнения равновесия внутренних усилий при двустороннем симметричном армировании
ау.р^б — ааЕа. (IV. 5)
Подставляя в (IV. 5) значения ау.р из (IV. 2) и аа
из (IV.3) и решая совместно уравнения (IV.5), получаем: (IV.4) и
£у-б пр (IV.6) (IV. 7)
;У-Р — " 1-ИрИ £У-б
-у.л — I+«plx
По найденным деформациям из (IV.2) имеем: и (IV.6)
£дг«б-^аР-Зу.Р — , l+npfx Из (IV. 3) и (IV. 7) получим: £у.б^а (IV.8> (IV.9)
Зу.а— , » 1+ярр-
где
, Еа__________Еа_____п
Пр~ <р - ''Р£б~ ‘
Из выражения (IV. 8) видно, что растягивающие напряжения в бетоне при усадке железобетонного элемента зависят от трех параметров: 1) величины свободной усадки бетона еу.б (см. главу II), 2) коэффициента
§ 3. ПОЛЗУЧЕСТЬ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Таблица IV. 1
Значения растягивающего напряжения в бетоне от его усадкису.р в зависимости от процента армирования
Марки бетона 150 200 300
Р- % 0,5 1 2 3,25 0,5 1 2 3 4 0,5 1 2 4 5,7
□у р в кг см- 2,9 5,35 9,35 13 2,95 5,5 9,8 13,2 16 2,95 5,6 Ю,1 16.8 21
100”,,, «р 22 41 72 100 18 34 61 82 100 14 27 48 80 100
армирования и 3) марки бетона (упруго-пластических свойств бетона).
При напряжениях* 1 ау.р > в бетоне возникают трещины. Если принять £у.б =0,3 мм/м, т. е. 0,0003 hvp= = 0,5, то, пользуясь формулой (IV. 8), получим величины ау,р при различных коэффициентах армирования и марках бетона (табл. IV. 1).
Из табл. IV. 1 видно, что усадочные трещины в элементах могут появиться при сравнительно высоких процентах армирования.
Ряд опытов показывает, что при проценте армирования, превышающем предельные величины для рассматриваемой марки бетона, приведенные в табл. IV. 1, усадочные трещины в бетоне не обнаруживались. Объясняется это тем, что во многих случаях &у.б< 0,0003.
Усадка бетона существенно влияет на появление трещин лишь при высоких процентах армирования (табл. IV. 1), когда и без усадки при действии эксплуатационной нагрузки неизбежны трещины в обычных железобетонных конструкциях.
В предварительно напряженных железобетонных элементах усадка бетона приводит к некоторому уменьшению предварительного напряжения в арматуре и бетоне.
При одностороннем армировании растягивающие напряжения в бетоне от усадки возрастают вследствие внецентренного приложения к сечению начального сжимающего усилия в арматуре.
С появлением усадочной трещины в бетоне происходит местное уменьшение начального напряжения. При этом в сечении, где возникла трещина, начальное напряжение ликвидируется. В момент разрушения изгибаемого, растянутого и других элементов растянутая зона бетона покрывается трещинами, поэтому начальные усадочные напряжения не оказывают влияния на их несущую способность.
Опыты, проводившиеся с различными бетонными и железобетонными образцами, хранившимися в воде и на воздухе при температуре 15—22° на протяжении 6 лет, показали (рис. IV. 3) следующее: 1) усадка железобетона происходит по тому же закону, что и усадка бетона, но она меньше, чем в бетонных (неармированных) элементах; 2) наибольшее развитие получает усадка в первый год твердения бетона; 3) деформации усадки значительно больше деформаций разбухания.
р
1 Яр ~ фактическое разрушающее сопротивление, которое от
личается от нормативного сопротивления, т.
е. ЯР > рн р < *р-
Усадке железобетона в статически неопределимых железобетонных конструкциях препятствуют лишние связи. Усадка железобетона по отношению к статически неопределимой системе является внешним воздействием (как и температура), вызывающим возникновение в системе усилий. Эти усилия определяют методами строительной механики.
При проектировании железобетонных конструкций предусматриваются конструктивные мероприятия (поми-
Продоа>Н1дпельность выдерживания образцов
Рис. IV. 3. Кривые усадки и разбухания бетона и железобетона
I — бетонные образцы; 2 — железобетонные образцы
мо технологических), уменьшающие отрицательное влияние усадки путем устройства деформационных швов, которые совмещаются с температурными и называются температурно-усадочными швами.
Предельные расстояния между температурно-усадочными швами установлены «Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций» (НиТУ 123-55), § 134.
§ 3. ПОЛЗУЧЕСТЬ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Ползучесть железобетона является следствием ползучести бетона. Стальная арматура, как и при усадке, является внутренней связью, препятствующей свободным деформациям ползучести бетона.
Полная деформация бетонного элемента £б при длительном приложении нагрузки складывается из двух частей: 1) упругой деформации (еу), соответствующей мгновенному загружению, и 2) пластической деформации или деформации ползучести (еп). развивающейся во времени t при постоянном или переменном напряжении
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
46
«6 и могущей в несколько раз превысить упругую деформацию. Следовательно:
£б = £у + еп-
Для бетона заданного вида и прочности упругие деформации являются функцией напряжений £у = <р(<0; пластические деформации (ползучесть) являются функцией напряжений и времени, т. е.
en=F(a,0 = ?(a)/(0.
Стесненная деформация ползучести бетона в железобетоне приводит при продолжительном действии нагрузки к перераспределению напряжений между бетоном
лх/t/
Рис. IV. 4. а — железобетонный элемент, снабженный связями, препятствующими его продольному деформированию; б — кривая релаксации опорной реакции (Z = const)
и арматурой. Как показывают опыты, этот процесс происходит непрерывно до тех пор, пока деформации ползучести не достигнут с течением времени своего предельного значения (см. § 6 этой главы).
В результате стесненного деформирования ползучесть железобетонного элемента еп.а меньше ползучести такого же бетонного элемента: еп.а < еп.
Если в железобетонном элементе созданы нормальные сжимающие напряжения, а затем введены связи, исключающие возможность деформации (рис. IV. 4), то с течением времени происходит релаксация напряжений в бетоне при отсутствии деформаций и при постоянных напряжениях в арматуре, если эти напряжения не превышают предела пропорциональности.
Положим, что в момент введения связей (рис. IV. 4) напряжение и деформация бетона составляли и ев. а напряжение в арматуре оа. Напряжения в бетоне в любой момент времени после закрепления составят
°б (О = еб£б = V £б < °б • где
v(/,a)= 1 — X(f,o);
X— коэффициент пластичности бетона при сжатии, зависящий от величины напряжения и времени (см. § 3 главы II).
Реакция связей равна:
V (0 = об (0 F6 + заГа
или
N (0 = е6. (Z,a) Ебг6 + aaFa. (IV.10)
С течением времени (/,а) убывает по своей величине, вследствие чего согласно формуле (IV. 10) убывает и реакция AZ(0.
Ползучесть и релаксация в ряде случаев оказывают существенное влияние на напряженное состояние и деформацию железобетонных конструкций при действии длительных нагрузок.
В предварительно напряженных железобетонных элементах ползучесть бетона, как и усадка, приводит к некоторому уменьшению предварительного растягивающего напряжения в арматуре и сжимающего напряжения в бетоне.
В статически неопределимых системах ползучести железобетона (как и усадке) препятствуют лишние связи, что вызывает перераспределение усилий между элементами системы (см. § 9 этой главы).
§ 4. СТАДИИ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Железобетонный элемент, загружаемый нагрузкой, последовательно возрастающей от нуля до разрушающей, проходит ряд различных напряженно-деформированных состояний.
Рис. IV. 5. Эпюры напряжений для трех стадий напряженно деформированного состояния
В общем случае при двузначной эпюре напряжений в сечении можно установить характерные три стадии напряженно-деформированного состояния (рис. IV. 5).
Стадия I (рис. IV. 5,а). При малых значениях нагрузки напряжения в бетоне и арматуре невелики, а
§ 4. СТАДИИ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
47
возникающие деформации имеют преимущественно упругий характер; зависимость между напряжениями и деформациями линейная; эпюра нормальных напряжений треугольная.
По стадии I ведется расчет жесткости слабо армированных элементов, работающих при эксплуатационных нагрузках без трещин в растянутой зоне.
С увеличением нагрузки напряжения и деформации бетона растянутой зоны приближаются к предельным, развиваются деформации ползучести в глубине сечения; наступает стадия 1а, представляющая собой предельное состояние стадии I. В стадии 1а эпюра нормальных напряжений в растянутой зоне сечения становится криволинейной, а напряжения достигают значения предельного сопротивления К£ .
По стадии 1а производят проверку на образование трещин в изгибаемых элементах и определяют жесткость изгибаемых элементов до образования трещин.
При дальнейшем увеличении нагрузки бетон в растянутой зоне сечения разрушается (разрывается) и в местах, где образовались трещины, выключается из работы. Элемент переходит в новое качественное состояние: наступает стадия II напряженно-деформированного состояния.
Стадия II (рис. IV.5,6). В растянутой зоне сечения, где образовалась трещина, все внутреннее растягивающее усилие воспринимается стальной арматурой. В сжатой зоне, в связи с увеличением сжимающих напряжений в бетоне и развитием с течением времени деформаций ползучести, эпюра нормальных напряжений становится криволинейной.
На участках между трещинами, возникающими по длине балки на расстоянии /т, бетон продолжает работать на растяжение благодаря сцеплению с арматурой. По мере удаления от краев трещины растягивающие напряжения и деформации в бетоне возрастают до некоторой величины аб.р ; в арматуре происходит обратное явление: в сечении с трещиной напряжение и деформация имеют максимальное значение, а по мере удаления от краев трещины они убывают.
По стадии II рассчитывается раскрытие трещин и определяются прогибы железобетонных изгибаемых элементов, а также жесткость сечений при расчете статически неопределимых систем.
С увеличением нагрузки наступает стадия Па, характеризуемая тем, что в сечении возникает пластический шарнир, т. е. напряжение в растянутой арматуре достигает предела текучести, но при этом аб < • В стадии
Па возможно разрушение сечения при <за </?₽ и при сб = ^и » в этом случае стадия Па физически совпадает со стадией III.
По стадии II и Па определяются усилия в статически неопределимых системах с учетом перераспределения усилий, вызванных развитием пластических деформаций. По стадии Па можно также производить расчет сечений на прочность.
Свободная деформация пластического шарнира (с некоторым увеличением нагрузки) вследствие текучести арматуры в стадии Па приводит к уменьшению высоты сжатой зоны сечения и к увеличению напряжений в бетоне этой зоны до R?\ наступает новое качественное состояние сечения— разрушение, т. е. стадия III (рис. IV. 5).
В статически неопределимых системах (элементах) деформации, образовавшихся пластических шарниров в расчетных сечениях, стеснены лишними связями, и переход в стадию разрушения системы или отдельных ее элементов возможен тэгда, когда число пластических
шарниров для всей системы в целом или для отдельных ее элементов больше числа лишних связей, т. е. когда система (или элемент) превращается в кинематическую цепь.
Стадия III (рис. IV.5,e). Деформации ползучести распространяются на значительную часть высоты сжатой зоны сечения, эпюра нормальных напряжений становится резко выражение криволинейной. Наступает разрушение бетона сжатой зоны сечения при напряжении <*б = KJJ Напряжения сжатой арматуры достигают значения предельного сопротивления, а напряжения растянутой арматуры равны или менее величины предельного сопротивления, т. е. <за < Ка-
сталия III является стадией разрушения, по ней рассчитывают несущую способность железобетонных элементов (сечений).
Рис. IV. 6. Эпюры напряжений и деформаций на границе между случаями 1 и 2 работы железобетонного сечения
Характер перехода напряженного состояния сечения с увеличением нагрузки из стадии II в стадию III зависит от степени напряженности растянутой и сжатой зон сечения, а также от механических .свойств стали, применяемой для арматуры железобетонного элемента. При этом различают два случая работы сечения под нагрузкой.
1) Сжатая зона слабо напряжена по сравнению с растянутой, и растянутая арматура при предельном сопротивлении имеет относительную деформацию не менее 3—4%; при этом с увеличением нагрузки стадия II переходит в стадию Па, т. е. оа = а °б < К£ , и лишь затем вследствие пластических деформаций арматуры наступает стадия III — разрушение, т. е. аб = KS • Разрушение в этом случае носит пластический характер и представляет собой случай I работы железобетонного сечения.
2) Сжатая зона напряжена сильнее растянутой зоны, и поэтому стадия II непосредственно переходит в стадию III, когда напряжения в сжатой зоне бетона достигают величины предельного сопротивления = KJJ» а oa<Kj' (рис. IV.5); здесь стадия Па совпадает со стадией III. Разрушение является хрупким и представляет собой случай 2 работы железобетонного сечения1.
Сечения, у которых напряжения достигают предельных значений одновременно в сжатой и растянутой зонах, называют граничными. Для граничных сечений стадия II непосредственно переходит в стадию III при аб = KJJ и аа = ; здесь стадия Па также совпадает
со стадией III.
1 Хрупкое разрушение имеет место и для сечений, работающих по случаю 1 (когда сжатая зона относительно слабо напряжена), если в качестве растянутой арматуры применяется -высокопрочная сталь с малым относительным удлинением при разрыве (менее 3—4%). В этом случае разрушение происходит от разрыва арматуры при напряжениях в бетоне сжатой зоны сечения
стб < .
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
48
Граница работы сечения между случаем 1 и случаем 2 может быть установлена по предельным деформациям, исходя из гипотезы плоских сечений (см. § 8 этой главы). Фибровые деформации сжатой зоны сечения равны предельному укорочению бетона (eg), а деформации растянутой арматуры — удлинению при предельном сопротивлении (при пределе текучести или при пределе прочности е£). Следовательно, средняя высота сжатой зоны граничных сечений определяется следующим .равенством (рис. IV.6):
Для сечений, работающих по случаю 1:
ХС<------5---й0. (IV. 12)
е?+е₽ о ' а
Для сечений, работающих по случаю 2:
eg
хс > --------hQ. (IV. 12а)
еб+Еа
Предельная деформация бетона при сжатии eg—величина переменная и недостаточно изучена, поэтому в настоящее время принята эмпирическая формула для определения границы между случаями 1 и 2.
Эмпирически установлено, что если криволинейную эпюру напряжений в бетоне сжатой зоны сечения заменить прямоугольной, то при 5б«О,85о наступает одновременно текучесть растянутой арматуры и разрушение бетона сжатой* зоны сечения, т. е. сечение находится на границе между 1 и 2 случаями.
Здесь Se— статический момент площади бетона сжатой зоны сечения относительно центра тяжести арматуры Га;
•So — статический момент всей рабочей площади бетона сечения (за вычетом защитного слоя) относительно центра тяжести арматуры Fa. При значениях 5б<0,850 имеет место случай 1 работы сечения — разрушение начинается с растянутой арматуры, а при значениях £б>0,850 — случай 2 работы сечения, т. е. разрушается бетон сжатой зоны и оа <Rl-
♦ ♦ ♦
Сечения с однозначной эпюрой напряжений, т. е. полностью сжатые или полностью растянутые, представляют собой частные случаи общего напряженного состояния, разобранного выше.
В полностью сжатых сечениях стадия I напряженного состояния сливается со стадией II и, следовательно, имеют место лишь две стадии напряженно-деформированного состояния: стадия I при напряжениях в бетоне ниже призменной прочности (точнее, ниже предела длительного сопротивления призмы) и стадия III — разрушение, когда напряжения достигают предела прочности призмы, а при длительно действующей нагрузке — предела длительного сопротивления призмы.
В полностью растянутых элементах имеют место все три стадии напряженно-деформированного состояния.
§ 5. ВЕЛИЧИНА РАЗРУШАЮЩЕГО УСИЛИЯ
Несущую способность железобетонных элементов оценивают величиной разрушающего усилия. Безопасность работы элемента (системы) обеспечивается тем, что
допускаемую величину усилия, действующего на элемент в эксплуатационных условиях, принимают ниже разрушающего усилия. Коэффициент снижения, устанавливающий величину допускаемого усилия, зависит от многих факторов и прежде всего от изменчивости воздействующего усилия, степени изменчивости механических и геометрических характеристик элемента и др., определяющих пределы изменчивости несущей способности элемента. Влияние изменчивости этих факторов на безопасность работы элемента (конструкции) можно учитывать либо единым коэффициентом (коэффициентом запаса), синтезирующим влияние многих факторов, либо системой коэффициентов, из которых каждый учитывает влияние отдельного фактора (см. главу V).
Величина разрушающего усилия для каждого конкретного элемента определяется действительными механическими свойствами материалов и характером напряженного состояния сечений в стадии III.
1. Чистый изгиб
Чистый изгиб характеризуется наличием в сечениях лишь нормальных напряжений1. Для нормальных сечений, работающих по случаю 1 (рис. IV, 7), при разру
Рис. IV. 7. Сечения, работающие
шении фибровые напряжения в сжатой зоне бетона рав-ны /?£, а в сжатой и растянутой арматуре Rf.
Разрушающий момент внутренних усилий относительно центра тяжести арматуры Fa равен:
Mp = (l>/?PF6? + ^Sa. (IV.13)
Разрушающая нормальная сила, равная сумме проекций внутренних усилий на нормаль к сечению:
*p=“W-/W-'7a)-
Решая совместно уравнения (IV. 13) и (IV. 14) при Мр
заданном эксцентоицитете е0= — , находят величину Np
разрушающей нагрузки2.
В формулах (IV. 13) и (IV. 14):
— коэффициент полноты эпюры напряжений бетона сжатой зоны, составляющий от 0,5 при треугольной эпюре до 1 при прямоугольной; вследствие развития пластических деформаций бетона -> 1, поэтому при практических расчетах принимают = 1;
z — расстояние от центра тяжести арматуры Fa до равнодействующей усилий в бетоне сжатой зоны;
1 Наличием в сечении лишь нормальных напряжений характеризуется также сложное сопротивление при отсутствии поперечной силы.
2 Условно чистый изгиб относится также к коротким элементам, нагруженным моментом и продольной силой, когда радиус кривизны оси практически одинаков во всех сечениях.
§ 5. ВЕЛИЧИНА РАЗРУШАЮЩЕГО УСИЛИЯ
49
Sa — статический момент площади сечения арматуры FB относительно центра тяжести арматуры Fa.
Остальные обозначения приведены на рис. IV. 7.
Формула (IV. 14) дает в правой части знак плюс при нормальной сжимающей силе, знак минус при нормальной растягивающей силе, нуль при отустствии
Рис. IV. 8. Сечения, работающие по случаю 2
а — при'арматуре Fa, работающей на растяжение; б — при арматуре Fa, работающей на сжатие
нормальной силы, т. е. при работе сечения лишь на изгибающий момент (е0= ©о ).
Для расчета сечений, работающих по случаю 2, нельзя пользоваться равенствами (IV. 13) и (IV. 14), так как в стадии III неизвестно напряжение в арматуре Fa, известно только, что оно меньше . В данном случае задача о нахождении величины разрушающего момента (усилия) решена экспериментально.
Испытания внецентренно сжатых элементов с разными эксцентрицитетами, работающих по случаю 2 (рис. IV.8), при напряжениях в арматуре Fa, находящихся в пределах <за < , а также бетонных элементов с малыми
эксцентрицитетами показали, что разрушающий момент усилия в бетоне сжатой зоны относительно центра тяжести арматуры Fa колеблется согласно исследованиям [2] в небольших пределах (0,7 ч-0,95)S0^P и поэтому принят для практических расчетов постоянным и равным 0,8 7?и $о- В соответствии с этим формула разрушенного момента внутренних усилий для сечений, работающих по случаю 2, при двузначной и однозначной эпюре напряжений (рис. IV. 8) имеет вид:
Mp = O,8flPSo + ₽PSa. (IV. 15)
2. Простой изгиб
Простой изгиб характеризуется наличием в сечении нормальных и сдвигающих (скалывающих) напряжений, 4 Зак. 2065
что имеет место в изгибаемых элементах с поперечной нагрузкой, когда в сечении действует момент и поперечная сила.
Главные растягивающие напряжения, представляющие собой геометрическую сумму нормальных и скалы-
а)
Рис. IV. 9. Сечения, работающие на простой изгиб
а — наклонная трещина в растянутой зоне бетона на участке с поперечной силой; б — расчетная схема наклонного сечения в стадии III
вающих напряжений, вызывают в растянутой зоне бетона на участках с поперечной силой наклонные трещины (рис. IV.9,а).
В наклонных сечениях имеют место те же три стадии напряженного состояния, что и в нормальных сечениях. Обычно поперечную и продольную арматуру в наклонных сечениях ставят в таком количестве и анкеруют так, чтобы в стадии III она работала с пределохм сопротивления.
При этих условиях разрушающий момент и разрушающая поперечная сила в наклонном сечении равны (рис. IV. 9,6):
+ s ; (iv.16)
Qp=*a(2F0Sina+ 2fx) +<2б- (IV-17)
Формула (IV. 16) выражает сумму моментов внутренних усилий относительно точки приложения равнодействующей сжатой зоны сечения, а формула (IV. 17) — сумму проекции внутренних усилий на нормаль к осн элемента.
ГЛАВА IV, ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
50
Величина разрушающей поперечной силы, воспринимаемой бетоном сжатой зоны Q6, входящая в формулу (IV. 17), по исследованиям [3], определяется приближенно по эмпирической формуле
0,15RP6/i£
Qe = -------—
С
(IV.18)
Остальные величины, входящие в формулы (IV. 16) и (IV. 17), показаны на рис. IV. 9,6.
§ 6. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ — ДЕФОРМАЦИИ ПРИ СЖАТИИ
При сжатии железобетонной призмы (рис. IV. 10) возникают напряжения: в бетонеаб, в арматуре аа.
Деформация сжатия бетона равна:
£б_
(1—Х)£б ч£б
(IV.19)
еб = —
6
£
Деформация сжатия арматуры а = Еб, следовательно:
°а = Еа Е:
Еа = 36 — = Eq
: = г^Е = а ба
— аб, (IV.20)
v
где
^ = 1 -X.
Еа .
Еб ’ Коэффициент
п =
MIIIIIIIM
Рис. IV. 10. Эпюра напряжений при сжатии же-лезообетонной призмы
Коэффициент пластичности бетона X зависит, как это видно из изложенного выше, от величины напряжения и длительности действия нагрузки.
Коэффициент пластичности бетона может меняться, как показывают исследования [7], от минимального значения X = 0 до возможного максимального X ^0,8 при длительном действии нагрузки или при кратковременном действии нагрузки, близкой к разрушающей.
Характер изменения X во времени в зависимости от марки бетона, величины напряжения в бетоне, влажности среды показан на рис.1 IV. И и IV. 12.
Пластическая деформация бетона равна:
при сжатии
1 \ °
ЕП =Л£б = Х—=
Еб
X Об
= — • 7Г = Т7Г- = ^б, (IV.193)
"V Eq Eq
<?
где с—р —мера ползучести бетона2; (IV.21)
1 При определении значений X использованы результаты опытов М. С. Боришанского и Н. Е. Катина с центрально сжатыми призмами, выполненных в ЦНИПСе в 1956—1957 г., а также данные, приведенные в работе [9].
2 Анализ формулы (IV.21a) и кривых рис. (IV.II) убеждает в отсутствии линейной ползучести даже при малых напряжениях в бетоне.
X X
ч - 1—X ’
(IV. 21 а)
Ползучесть бетона при сжатии количественно может быть выражена коэффициентами X или у. Применение коэффициента X в последующих выводах удобнее пото-
б)'
Рис. IV.11. Кривые изменения коэффициента пластичности бетона при сжатии X во времени в зависимости от величины напряжения
а — при бетоне мяоки 15П: б — при бетоне марки 300
му, что изменение величины Xограничено от 0 до 1, тогда как, согласно формуле (IV.21a), <р -► оо при X -► 1. На рис. IV. 13 изображена кривая зависимости у—X.
Зависимость между напряжениями и деформациями [формулы (IV. 19) и (IV.20)] применяем для определения величины внутреннего усилия в железобетонной призме при сжатии:
*=°бЛ> + °>а=
= абЕб (1V.22)
Отсюда
°б?б_______1
N ~ п Н----------ц
(IV.23)
§ б. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ —ДЕФОРМАЦИИ ПРИ СЖАТИИ
51
Из формул (IV. 20) и (IV. 22) имеем:
(IV. 24)
п
qa у
Рис. IV. 12. Кривые изменения коэффициента пластичности бетона при сжатии X во времени в зависимости от влажности среды
На рис. IV. 14 нанесены кривые изменения во времени напряжений в бетоне и арматуре при длительной
выдержке под нагрузкой железобетонных колонн из бетона марки 500 и 200 при р = 0,5 и 2%, подсчитанные по формулам (IV. 23) и (IV. 24) при X , взятом из рис. IV. 11. Начальные напряжения ag.y и аа.у получены из формул при v=l. Из кривых видно, что напря-
а)
S)
Рис. IV.14. Кривые изменения во времени напряжений в арматуре и бетоне железобетонных колонн при длительной выдержке под нагрузкой а — при бетоне марки 500; б — при бетоне марки 200
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
52
жения в бетоне и арматуре в первый период после нагружения резко меняются, происходит перераспределение напряжений между арматурой и бетоном вследствие развития деформаций ползучести бетона. После некоторого времени (около 150 дней) напряжения в арматуре и бетоне принимают почти постоянные (установившиеся) значения.
Для железобетонной колонны из бетона марки 500 с р =2% при выдержке под эксплуатационной нагрузкой
/ Fff
--------------------------L_L^
Рис. IV. 15. Кривая перераспределения усилий в арматуре и бетоне железобетонной колонны при длительном загружении
в течение 300 дней начальное напряжение в бетоне составило 210 кг/см2, конечное 180 яа/сж2. В то же время начальное напряжение в арматуре было 1 090 кг/см2,
а конечное 2 500 кг!см2 (а при р.= 0,5% 2 700 кг/см2). Как следует из рис. IV. 14, если применить для рассматриваемой колонны арматуру из стали марки Ст. 3, то арматура будет работать под эксплуатационной нагрузкой с напряжениями, близкими к пределу текучести. Вместе с тем величина силы N, воспринимаемой железобетонной колонной, остается постоянной, равной сумме переменных во времени (при длительном загружении) усилий в бетоне и арматуре (рис. IV. 15).
При разгрузке колонн бетон и арматура деформируются упруго, т. е. Х = 0и ^=1, а напряжения при этом равны напряжениям при загружении и составляют °б.уИ <за.у, но обратны по знаку (незначительным влиянием упругого последействия пренебрегают).
При полном снятии нагрузки из равенства при v =1 получим
абГб_______1
W — 14-лц ’
а из равенства (IV. 24)
°af6 п________
N ~ 14-npi
Как видно из рис. IV. 14, после разгружения
остается в напряженном состоянии, следовательно, в бетоне возникли растягивающие напряжения, а в арматуре остались сжимающие. Если при разгружении остаточные растягивающие напряжения в бетоне составят аб.р>Я£, то в нем появятся трещины, а напряжения
(IV. 23)
(IV. 25)
(IV. 26)
колонна
Рис. IV.16. Зависимость между напряжениями и деформациями в бетоне и арматуре железобетонной колонны при загружении с постоянной скоростью в течение 150 дней и последующем разгружении (бетон колонны марки 300; ^=2%); пунктиром показано повторное загружение
§ 7. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ — ДЕФОРМАЦИИ ПРИ РАСТЯЖЕНИИ
53
(в бетоне и арматуре) в сечениях с трещинами исчезнут. Между трещинами растягивающие напряжения в бетоне и сжимающие в арматуре меняются от нуля до некоторого наибольшего значения в середине между трещинами. При повторном загружении до той же нагрузки напряжения в бетоне и арматуре будут равны напряжениям при первом загружении.
Полное проявление ползучести бетона имеет место не только при выдерживании под нагрузкой, но и при загружении, если нагрузку увеличивать с очень малой скоростью. Для этого случая зависимость между нагрузкой и напряжениями в бетоне и арматуре железобетонной колонны при первом и повторных загружениях выражается диаграммой, приведенной на рис. IV. 16 (на диаграмме время t не входит явно).
Абсолютное укорочение центрально сжатого элемента, согласно (IV. 19) и (IV. 22), равно:
До появления трещин (стадия I) имеют место следующие зависимости между напряжениями и деформацией:
аб.р= еб.р ^б.р= Еб.р 0 ХР) ^б= еб.р vp^6; (IV.33)
еб.р = еа = ; (IV.34)
аа = еб.р^а = ZT аб«Р = аб.р1 (IV.35)
ХР = ? (аб.р)’/(0 • (1V.36)
где Хр — изменяется от 0 до 0,6 — 0,7.
При появлении трещин в бетоне, когда аб,р=/?₽, коэффициент пластичности Хр с достаточной степенью
AZ =
В ’’
(IV.27)
vEeFb,
(’V.28)
где В — есть жесткость сечения центрально сжатого элемента.
При увеличении нагрузки до разрушающей напряжения в бетоне увеличиваются до /?£р. Уравнение (IV. 22) в стадии разрушения имеет вид:
(IV. 29)
Рис. IV. 17. Кривые изменения напряжений в арматуре и бетоне вдоль участка между трещинами центрально растянутого элемента
Напряжение в арматуре при разрушении, согласно формуле (IV. 20), равно
% = у- Л₽р. (IV.30)
Так как при разрушении Х = 0,67 4- 0,8, следовательно, v = 0,33 0,2 и соответственно:
0>(3 4-5)л/?Рр«4лЯ₽р.
(IV.31,
При бетонах марок от 100 до 400 напряжение в сжатой арматуре при разрушении элемента сможет достигнуть, согласно формуле (IV. 31), в среднем около 4 500 кг!см2. Стали с пределом текучести выше 4 500 кг)см2 не могут быть полностью использованы в качестве сжатой арматуры. Для сталей с /?£ не более 4 500 ksJcm2 уравнение (IV. 29) принимает следующий вид:
^=V6+^a- <IV-32)
§ 7. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ — ДЕФОРМАЦИИ ПРИ РАСТЯЖЕНИИ
В растянутых элементах зависимость между напряжениями и деформациями до появления трещин в бетоне (в стадии I) и после появления трещин (в стадии II) различная.
точности [7] может быть принят, как указывалось ранее, равным 0,5.
При этом значении Хр из формул (IV.34) и (IV.35) получим:
2ДР
(IV. 34а)
Еб
% = 2nRpp. (IV.35а)
Следовательно, усилие при появлении трещин равно
Nm=RpF6 + 2nRPFt. (IV.36а)
После появления трещин (стадия II) в сечениях, где они расположены, растягивающее усилие воспринимает только арматура, а на участках между трещинами часть растягивающего усилия воспринимает бетон, а часть арматура.
Напряжение арматуры между трещинами меньше напряжения арматуры в сечении с трещиной и на длине /т меняется по некоторой кривой (рис. IV.17). Среднее напряжение арматуры аа.с находится из равенства
аа.с/т = Фаа/т»
откуда
*а.с = Ь1. (IV.37>
Выражая среднее напряжение и напряжение в сечении с трещиной аа через удлинения арматуры еа.с и £а:
аа.с = еа.с^а И аа = ?а-^аЛ
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
получаем
еа.с = <Ь; (IV.38)
из равенств (IV.37) и (IV.38) следует, что
ф = — = — < 1, (IV.39)
°а £а
где <|/ — коэффициент полноты эпюры напряжений (деформаций) растянутой арматуры на длине /т» учитывающий влияние растянутого бетона между трещинами на деформацию (напряжение) растянутой арматуры; коэффициент '|'=/(аа,#б» Р, [7]. Его значения меняются от возможного минимума при появлении трещин до возможного максимума, близкого к единице, при . увеличении нагрузки или длительности ее дей-
ствия.
Средние деформации в арматуре еа.с в зависимости N
от напряжений аа e Т" в сечении с трещиной приве-Fa
дены на рис. IV.18; там же дана прямая деформаций арматуры в сечении с трещиной еа в предположении, что трещины имеются с начала загружения (деформации свободного металла).
Напряжению аа соответствует средняя деформация £а.с и деформация еа в сечении с трещиной. Тангенс угла наклона прямой представляет собой модуль упру-
аа
гости свободного металла Еа = — = tga. Тангенс на-£а
клона прямой, проходящей через начало координат и точку А, соответствующую заданному аа на кривой еа.с» представляет собой средний (условный) модуль упругости растянутой арматуры в бетоне при напряжении оа, следовательно,
£а.с = —=tgac. (IV.40)
еа.с
Подставляя аа = еа Еа в равенство (IV.40) и имея в виду зависимость (IV.39), получаем:
£а.с=— £a = V-£а.с Ф
Полученным значением Еа.с пользуются при расчете деформаций и раскрытия трещин изгибаемых и растянутых элементов.
При центральном растяжении удлинение элемента равно
Д/=еа.с/ =
qa Nl NI
£а.с £а.с^а В
(IV. 42)
где В — жесткость сечений центрально растянутого элемента, определяемая по формуле
B = Ea.cFa. (IV. 43)
Среднее раскрытие трещин по оси арматуры (пренебрегая удлинением растянутого бетона) составляет
°а
ат = £а.с^т = Т /т ~ £а.с
== N NlT
£a.cFa Т= В ’
(IV. 44)
§ 8. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ — ДЕФОРМАЦИИ ПРИ ИЗГИБЕ
В изгибаемых элементах для каждой элементарной площадки сжатой зоны сечения напряжения и деформации связаны зависимостями для сжатых элементов (см. § 6 настоящей главы); для каждой элементарной площадки растянутой зоны напряжения и деформации в I и II стадиях напряженного состояния связаны зависимостями для растянутых элементов (см. § 7 настоящей главы).
После появления трещин деформации по высоте любого сечения на участке между трещинами меняются нелинейно, так как разрыв растянутого бетона нарушает равновесие, возникают внутренние силы сдвига, искривляющие сечение. Кривизна нейтральной оси становится переменной. Однако для средних деформаций сечений между трещинами остается справедливой гипотеза плоских сечений, т. е. линейное распределение средних деформаций по высоте сечения (рис. IV. 19).
При этом средняя кривизна нейтральной оси элемента, т. е. относительный угол поворота сечений, выра-
по высоте сечения изгибаемого элемента и изме-
нение напряжений между трещинами
жается через среднюю фибровую деформацию сжатой зоны или через среднюю деформацию растянутой арматуры следующими равенствами (рис. IV.20):
1____£б £а.с
Рс *с ~ Ло—*с *
(IV.45)
§ 8. ЗАВИСИМОСТЬ НАПРЯЖЕНИЯ - ДЕФОРМАЦИИ ПРИ ИЗГИБЕ
55
Отношение между фибровой деформацией бетона сжатой зоны £б» средней деформацией растянутой арматуры Еа.с и деформацией сжатой арматуры &а выражается равенствами:
Рис. 1V.20. Деформация изгибаемого элемента
Выражая в равенствах (IV.45) и (IV.46) деформации бетона и арматуры через напряжения (см, § 6 и 7 этой главы), получаем:
1 аб °а
f— * - •
Рс Е&хс £a-c(ho хс)
аа n'(h0— Хс) ’
аа , хс—а' ---= Ф-------;
Ло—Хс °а __ п хс—а' °б v хс
(IV.45а)
(IV.46а)
здесь
, __ Ел,с Еа________________п _ и
е'6 Ф(1~^)еь ф(1—*) Ф*
Из условия равновесия внутренних сил (рис. IV.21) в стадии II
“°6 Е6 = ’ a Fа~ аа Fa • (IV. 47)
Из условия равновесия моментов внешних и внутренних сил имеем
М = Е6г + °а Sa (IV.48)
ИЛИ
M=aaSa.6+<<6. (IV.49)
Выражая в равенствах (1V.47) и (1V.49) аб и \ через
<*а» а в равенстве (IV.48) аа через ав » согласно (IV.46a), получаем:
<oF6xc = лТа (Ао — хс) —
(IV-5O)
м = G6 (<oF6z +
+ • Y") = a6lV6; (IV.51)
M= °a ( Sa.6+<6 Ф ) = ’alFa; (IV.52)
\ nQ—Xc )
ir6 = <uf6z + Sa -----— ; (IV. 53)
xc
й7«=5а.6+51.б^ф, (IV.54)
Л0—xc
где S а.б и Sa б—статический момент площади соответственно растянутой и сжатой арматуры относительно точки приложения равнодействующей усилий бетона сжатой зоны;
IFa и IFб —упруго-пластические моменты сопротивления железобетонного сечения в стадии II соответственно по растянутой и сжатой зонам.
Остальные обозначения приведены на рис. IV.21.
Рис. IV.21. Эпюра напряжений изгибаемого элемента в стадии II
Вставляя из уравнений (IV.51) и (IV.52) аа и аб в равенство (IV.45a), получим зависимость между деформацией и внешними силами при изгибе:
1_________М
Рс £а.с!^а(Ло—Хс) м м м
£>бхс " Ва “ В6 ’
(IV.55)
Ba = £a.clTa(ft0-xc)= — £аЦ7а (ho - хс); (IV.56) Ф
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
56
Вб=Е>бхс = >£б1Гбхс, (IV.57)
где Ва и Вс—жесткость изгибаемого железобетонного сечения в стадии II, выраженная соответственно через растянутую или сжатую зону сечения.
Определяя среднюю кривизну нейтральной оси при изгибе по формуле (IV.55), прогибы и углы поворота находят, пользуясь обычными методами сопротивления материалов.
Как видно из формул (IV.53), (IV.54), (IV.56) и (IV.57), жесткость изгибаемых сечений является функцией геометрических параметров элемента и упруго-пла-
Рис. IV.22. Кривые изменения ф во времени для балок, испытанных при длительно действующей нагрузке (бетон балок марки 300). — начальная величина напряжения арматуры
стических свойств материалов. Следовательно, жесткость заданного изгибаемого сечения (при двузначной эпюре напряжений), так же как жесткость полностью сжатого (см. § 6 настоящей главы) и полностью растянутого сечения (см. § 7 настоящей главы), не постоянна, а меняется с изменением напряжений и продолжительности их действия. Изменение жесткости сечений в зависимости от величины напряжений, повторяемости нагрузки и продолжительности ее действия описывается коэффициентами ф и X. Характер изменения X во времени приведен на рис. IV.11 и IV. 12. На рис. IV.22 показаны кривые изменения ф во времени для балок, испытанных при длительно действующей нагрузке в 1956— 1957 гг1.
1 Опыты проведены канд. техн, наук Я. М. Немировским в лаборатории жароупорных конструкций НИИбетона и железобетона Академии строительства и архитектуры СССР.
Изменение во времени напряженно-деформированного состояния сечения изгибаемого элемента связано с изменением во времени коэффициентов ф и X. Так, на рис. IV.23,a изображены эпюры деформаций и напряжений при мгновенном загружении; при выдержке под нагрузкой (рис. IV.23,6) вследствие развития ползучести бетона сжатой зоны и увеличения коэффициента ф нейтральная ось перемещается, а эпюра нормальных напряжений а приобретает криволинейное очертание. Вместе с тем становится криволинейной-и эпюра упругих (мгновенных) деформаций еу . Таким образом, средняя полная деформация £б меняется по высоте сечения линейно, а слагающие ее деформации £у и еп— не линейно. При разгружении (рис. IV.23,e) имеет место упругая работа сечения, поэтому при наложении треугольной эпюры а на криволинейную сохраняются остаточные, внутренне уравновешенные напряжения и соответствующие им упругие деформации (меняющиеся по высоте сечения не линейно). После разгрузки остаточная деформация £б меняется по высоте сечения линейно, а слагающие ее деформации еу и еп — не линейно.
§ 9. ПЕРЕРАСПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
Для железобетона как для упруго-пластического материала зависимость между усилиями и деформациями имеет криволинейный характер (см. § 6—8 настоящей главы).
На деформации железобетонных элементов (сечений) существенное влияние оказывает развитие пластических деформаций в бетоне, а также появление и раскрытие трещин в растянутой зоне сечений. В связи с этим жесткость железобетонных сечений при однозначной и двузначной эпюрах напряжений изменяется с увеличением напряжений (нагрузки) и с увеличением продолжительности их действия.
Изменение жесткости существенно влияет на перераспределение усилий в конструкциях.
Имеет место два вида перераспределения усилий. Перераспределение усилий (напряжений) происходит между арматурой и бетоном, а также в самом бетоне. Этот вид перераспределения усилий рассмотрен в § 6— 8 настоящей главы.
Кроме того, перераспределение усилий происходит между элементами системы. Этот вид перераспределения усилий имеет место лишь в статически неопределимых системах, когда усилия в элементах от внешних факторов (нагрузки, температуры и т. д.) определяются не только условиями равновесия, но и дополнительными условиями сплошности (неразрывности) деформаций.
Деформация элементов непосредственно зависит от жесткости, которая переменна, поэтому перераспреде
Рис. IV.23. Эпюры напряжений и деформаций при разгружении изгибаемого элемента а — мгновенное загружение; б — выдержка под нагрузкой; в — разгрузка
§ 9. ПЕРЕРАСПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
57
ление усилий происходит между элементами как при изменении нагрузки, так и во времени при постоянной нагрузке.
Сложившееся представление, что перераспределение усилий в статически неопределимых системах происходит при образовании пластических шарниров, справедливо для систем, работающих до образования пластических шарниров упруго, т. е. с постоянной жесткостью сече-
а — сосредоточение трещин балки на участках, примыкающих к сечениям с наибольшими моментами; б — эпюры кривизн балки при наличии участков с трещинами; в — эпюры расчетных кривизн
ний элементов. В железобетонных статически неопределимых системах перераспределение усилий происходит по более сложной схеме.
Упругая стадия работы железобетонных конструкций практически заканчивается при появлении трещин в расчетных сечениях элементов, т. е. в сечениях, определяющих несущую способность всей системы.
При появлении трещин в растянутой зоне бетона любого расчетного сечения происходит, как известно, резкое уменьшение жесткости и увеличение деформаций этого сечения, а следовательно, и перераспределение
Рис. IV.25. Схема статически неопределимой балки после образования упруго-пластических и пластических шарниров
а — жесткие звенья системы, соединенные упруго-пластическими шарнирами; б — жесткие звенья системы, соединенные пластическими шарнирами
усилий в системе в соответствии с новым соотношением жесткостей (кривизны) расчетных сечений элементов системы.
Трещины в элементах системы сосредоточиваются,, как правило, на участках, примыкающих к сечениям с наибольшими моментами (рис. IV.24,a).
Появление трещин приводит к резкому увеличению напряжений в растянутой арматуре, а также к повыше^-нию напряжений и развитию пластических деформаций в бетоне сжатой зоны сечений.
Образование пластич шарнира
Образование упруго-пластич. шарнира
Рис. IV.26. Кривые зависимости между усилиями и деформациями для упругопластического шарнира
Кривизна осей указанных участков вследствие больших усилий и малой жесткости резко увеличиваете^ по сравнению с изгибом осей менее напряженных участков без трещин (рис. IV.24,6). Для практических расчетов может быть принята эпюра кривизн по рис. IV.24,e.
Участки с большой кривизной оси представляют собой как бы упруго-пластические шарниры (зоны), соединяющие жесткие звенья системы (рис. IV.25,a).
Таким образом, с появлением трещин в расчетных сечениях упругая система превращается в упруго-пластическую, состоящую из жестких звеньев, соединенных между собой упруго-пластическими шарнирами (участками). Деформативность такой системы, а следовательно, и распределение усилий между элементами, определяется жесткостью этих упруго-пластических шарниров, т. е. участков с трещинами.
Когда напряжения в растянутой арматуре достигают предела текучести, упруго-пластические шарниры превращаются в пластические шарниры (рис. 1V.25,6).
Упруго-пластический шарнир (участки с трещинами) характеризуется тем, что при аа</?Р он воспринимает заданный момент с незначительными и притом быстра затухающими деформациями (рис. IV.26). Упруго-пластический шарнир деформируется только при возрастании усилия в нем.
Пластический шарнир характеризуется тем, что он воспринимает предельный момент при аа = и при этом деформируется во времени до разрушения без заметного увеличения момента вследствие изменения плеча внутренней пары.
Возникновение упруго-пластического шарнира (участка) в сущности соответствует переходу работы этого участка из стадии I напряженного состояния в стадию II, а возникновение пластического шарнира — переходу из стадии II в стадию Па (рис. IV.56).
Образование упруго-пластического шарнира приводит в статически определимой системе лишь к заметному увеличению ее деформативности, не нарушая равновесия системы, а возникновение пластического шарнира — к
ГЛАВА IV. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
58
Рис. IV.27. Перераспределение усилий в балке, заделанной на опорах; к схемам a, б, в, г пояснение приведено в тексте
потере ее геометрической неизменяемости и к разрушению— к потере равновесия.
Образование упруго-пластических шарниров приводит в статически неопределимой системе к заметному изменению соотношения кривизны элементов (участков) системы и, следовательно, к перераспределению усилий.
Возникновение каждого пластического шарнира в статически неопределимой системе равносильно выключению одной лишней связи и приводит к изменению схемы дальнейшей работы системы. Потеря геометрической неизменяемости (равновесия) наступает лишь тогда, когда в системе с п лишними связями (неизвестными) появляется не менее чем п + 1 пластических шарниров.
Например, для балки, заделанной на опорах, появление пластического шарнира на одной опоре при нагрузке Р (рис. IV.27,a) превращает ее в балку с одной заделанной и второй шарнирной опорами (рис. IV.27,6). При увеличении нагрузки балка будет работать по этой новой схеме. Появление пластического шарнира на второй опоре при увеличении нагрузки на Д Pi превращает ее в свободно опертую балку (рис. IV.27,e). На дополнительную нагрузку Д Рг до образования пластического шарнира в пролете балка работает как свободно опер
тая. Образование пластического шарнира в пролете при нагрузке Р + Д Pj Д Р2 превращает балку в изменяемую систему, т. е. приводит ее к разрушению.
Предельные моменты в расчетных сечениях (в пластических шарнирах) равны М9А на опоре Л;
= /Ив+ДМвна опоре В; Мпр = М + Д ЛЬ + Д М2 в пролете.
Величина разрушающей нагрузки для статически неопределимой и для статически определимой систем определяется условиями предельного равновесия между внутренними и внешними усилиями. Для данного частного примера условие равновесия (рис. 27,е) имеет вид:
МП₽Р+МР
„ Р+ДР^ДРз
= М0==--------1---2ab. (IV.58)
Из равенства (IV.58) вытекает, что несущая способность системы не зависит от соотношения опорных и пролетного моментов, т. е. от последовательности образования пластического шарнира; оно может быть принято произвольным; должно быть лишь соблюдено условие равновесия (IV.58). Однако изменение соотношения моментов меняет величину нагрузок, вызывающих образование первого и последнего пластических шарниров, а также ширину раскрытия трещин в первых шарнирах. Кроме того, в системах, имеющих сжатые стержни, произвольное изменение соотношения между моментами может привести к разрушению сжатых стержней до образования пластических шарниров, т. е. вызвать хрупкое разрушение системы.
Учитывая упруго-пластические свойства железобетона, при проектировании статически неопределимых железобетонных конструкций (балок, плит, рам и т. д.) производят выравнивание моментов, изменяя их соотношение (порядок и места образования пластических шарниров), исходя из рационального распределения арматуры между опорными и пролетными сечениями, соблюдая лишь условия равновесия и следующие требования:
а) первые пластические шарниры не должны возникать при нагрузке, равной или меньшей нормативной;
б) ширина раскрытия трещин в расчетных сечениях (в местах возникновения первых пластических шарниров) при нормативной нагрузке должна быть не более допустимой;
в) принятые соотношения (распределение) моментов (усилий) не должны вызывать хрупкого разрушения системы вследствие возможного перенапряжения элементов, работающих преимущественно на сжатие;
г) сечения, в которых образуются первые пластические шарниры, не должны разрушаться при нагрузке, меньшей ее предельного значения, соответствующего образованию полного числа пластических шарниров (т. е. по предельному равновесию системы). Это требование достигается уменьшением предельного процента армирования растянутой арматуры этих сечений.
Расчет статически неопределимых железобетонных конструкций с учетом перераспределения усилий, обобщенный проф. А. А. Гвоздевым, получил название метода предельного равновесия.
Метод предельного равновесия в современном виде, т. е. предполагая, что до образования первых пластических шарниров конструкция работает как упругая система, решает лишь частную задачу. В действительности, в железобетонных конструкциях, как показано выше, заметное перераспределение усилий происходит при
ЛИТЕРАТУРА
образовании трещин в растянутой зоне расчетных сечений, т. е. значительно раньше образования первых пластических шарниров.
Еще до образования первых пластических шарниров статически неопределимая система работает в упругопластической стадии с существенным перераспределе
нием усилий в сравнении с упругой стадией работы. В связи с этим требуется детальное изучение работы железобетонных статически неопределимых систем и более общий практический метод расчета, учитывающий упруго-пластическую работу системы. В этом направлении ведутся исследования.
ЛИТЕР
АТУРА
1. Б е р г О. Я., О предельном состоянии по трещинам в железобетонных мостовых конструкциях, Сборник статей «Вопросы проектирования и строительства железнодорожных мостов», Трансжелдориздат, 1951.
2. Б о р и ш а н с к и й М. С., Исследование работы внецент-ренносжатых железобетонных элементов, «Проект и стандарт», № 6, 1936 г.
3. Б о р и ш а н с к и й М. С., Расчет отогнутых стержней и хомутов в изгибаемых железобетонных элементах по стадии разрушения, Стройиздат, 1946.
4. Буданов Н. А., Расчет железобетонных конструкций с учетом ползучести бетона, Стройиздат, 1949.
5. Г в о з д е в А. А. Расчет несущей способности конструкций по методу предельного равновесия, Стройиздат, 1949.
6. Гвоздев А. А., О перераспределении усилий в статически неопределимых железобетонных обычных и предваритель
но напряженных конструкциях, Научное сообщение ЦНИПС, Госстройиздат, 1955.
7. Му р а ш ев В. Н., Трещи неустойчивость, жесткость и прочность железобетона, Машстройиздат, 1950.
8. Немировский Я. М., Жесткость изгибаемых железобетонных элементов и раскрытие трещин в них, Сборник статей «Исследования обычных и предварительно напряженных железобетонных конструкций», Стройиздат, М. 1949.
9. Н и л е н д е р Ю. А., Механические свойства бетона и железобетона, Справочник проектировщика промышленных сооружений, том IV, Главная редакция строительной литературы, ОНТИ, 1934.
10. У л и ц к и Й И. И., Жесткость изгибаемых железобетонных элементов при длительном загружения, Сборник статей «Строительные конструкции» выпуск VII, Госстройиздат УССР. 1955.
ГЛАВА V
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
§ 1. ПРИНЯТЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ
Епр — расчетное сопротивление бетона при сжатии (призменная прочность);
Rh — расчетное сопротивление бетона на сжатие при изгибе;
Rp— расчетное сопротивление бетона при растяжении;
R а — расчетное сопротивление арматуры;
/?уи2?а.у — условное расчетное сопротивление соответственно бетона и арматуры (равное расчетному сопротивлению бетона или арматуры, умноженному на соответствующий коэффициент условий работы);
Е*иЕв—соответственно нормативный и расчетный модули упругости бетона при сжатии;
Еа — модуль упругости арматуры;
п— отношение модуля упругости арматуры к модулю упругости бетона при сжатии;
т — коэффициент условий работы;
та —коэффициент условий работы арматуры;
т н — коэффициент условий работы поперечной арматуры (хомутов, отгибов и т. п.) при расчете на поперечную силу;
№ и /V — соответственно нормативная и расчетная продольные силы;
А4Н иМ — соответственно нормативный и расчетный изгибающие моменты;
Q — расчетная поперечная сила;
I —длина элемента, пролет;
/о — расчетная длина элемента, расчетный пролет;
b — меньший размер прямоугольного сечения; ширина ребра таврового сечения;
Ьп—ширина полки таврового или двутаврового сечения, расположенной в сжатой зоне, при расчете элемента на прочность; то же, расположенной в растянутой зоне, при расчете элемента на жесткость;
дп — ширина полки таврового или двутаврового сечения, расположенной в сжатой зоне, при расчете элемента на жесткость;
h — высота прямоугольного, таврового или двутаврового сечения;
Ло — рабочая высота сечения;
Ап —толщина полки таврового или двутаврового сечения, расположенной в сжатой зоне, при расчете элемента на прочность; то же, расположенной в растянутой зоне, при расчете элемента на жесткость;
Лп —толщина полки таврового или двутаврового сечения, расположенной в сжатой зоне, при расчете элемента на жесткость;
а и а'— расстояние от ближайшего края сечения до центра тяжести сечения арматуры соответственно Fa и F а;
о и — относительное расстояние от ближайшего края сечения до центра тяжести сечения ар-
,{ а
матуры соответственно F а и F J & = ;
\ “О
а' \
У = 1— ; ло/ d — диаметр круглого сечения; г — наименьший радиус инерции сечения элемента;
х — высота сжатой зоны бетона при расчете на прочность;
хс — средняя высота сжатой зоны бетона, отвечающая стадии определения прогиба элемента;
£ и £с—относительная высота сжатой зоны бетона
Ло ’ с hj’
г —плечо внутренней пары сил; расстояние от центра тяжести сечения продольной арматуры Fa до центра тяжести сжатой зоны бетона;
Zo — расстояние от центра тяжести сечения отогнутых стержней Fo до центра тяжести сжатой зоны бетона;
zx — расстояние от центра тяжести сечения хомутов Fx до центра тяжести сжатой зоны бетона;
е0 — расстояние от силы до геометрической оси сечения;
е —то же, до центра тяжести арматуры Fa;
е' — то же, до центра тяжести арматуры Fa ;
•q—коэффициент, учитывающий влияние прогиба на величину эксцентрицитета при расчете внецентренно сжатых элементов на прочность; относительное приведенное плечо внутренней пары сил при расчете элемента на жесткость
V Fah0 У ’
F — площадь всего поперечного сечения бетона; Fe — площадь сжатой зоны бетона;
Fa — площадь сечения продольной арматуры: для
центрально сжатых и центрально растянутых элементов — всей арматуры; для изгибаемых элементов—растянутой; для внецентренно сжатых элементов — у растянутой или наименее сжатой грани сечения; для внецентренно растянутых элементов — у грани эле мента, ближайшей к силе N;
§ 2. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
61
Fa — площадь сечения продольной арматуры: для изгибаемых элементов — сжатой; для вне-центренно сжатых элементов — у наиболее сжатой грани сечения; для внецентренно растянутых элементов — у грани, наиболее удаленной от силы
Fo — площадь сечения всех отогнутых стержней, расположенных в одной наклонной к оси элемента плоскости;
Fx — площадь сечения всех ветвей хомутов, расположенных в одной плоскости, нормальной к оси элемента;
So и S'o — статический момент всей рабочей (за вычетом защитного слоя) площади поперечного сечения бетона относительно центра тяжести сечения арматуры соответственно Fa и Fa ;
S б — статический момент площади сечения сжатой зоны бетона относительно центра тяжести сечения арматуры Fa;
S6/y—то же, относительно точки приложения силы Af;
Sa и Sa — статический момент площади сечения всей продольной арматуры относительно центра тяжести сечения арматуры соответственно
И Fa',
. жж / fa ,
Н и {х — коэффициент армирования р= — » Iх = \ Ьло
Л .
в — ; =----- ; процент ар-
6Л0 ЬЛ bh /
мирования ( р. % =р. • 100; р'% == р' • 100;
Pi°/o = Н • 100; . 100);
а и а'— характеристика сечения элементов при рас-( Гл *а.у
чете на прочность «= — • ;
, F' Яа.у\
а' = —- .---- ;
б/г0 /
а — характеристика сечения изгибаемых элемен-тов при расчете на жесткость I а = X
г — коэффициент продольного изгиба;
/кр — прогиб изгибаемого элемента при кратковременном действии полной нормативной нагрузки;
{ —то же, при длительном действии нагрузки; р —радиус кривизны оси элемента;
Вкр и В — жесткость изгибаемых элементов соответственно при кратковременном и длительном действии полной нормативной нагрузки;
О — коэффициент влияния длительности действия нагрузки при расчете элементов на жесткость;
— полная нормативная равномерно распределенная нагрузка (q* =gH + рн);
gtt — длительно действующая равномерно распределенная нормативная нагрузка;
рн—кратковременно действующая равномерно распределенная нормативная нагрузка;
—упруго-пластический момент сопротивления сечения по растянутой арматуре;
v — отношение упругой части деформации бетона к его полной деформации;
ф— коэффициент, учитывающий влияние растя
нутой зоны бетона между трещинами при расчете элементов на жесткость;
£б.р— предельная растяжимость бетона;
аа — напряжение в арматуре в сечениях с трещинами при расчете элементов на жесткость и раскрытие трещин;
1Т — расстояние между трещинами;
ат — ширина раскрытия трещин;
У — отношение площади свесов сжатой полки к
* Г, (0)^1.
полезной площади ребра 17 =
71 =
и ЬА0
71—то же, растянутой полки к площади ребра (bn~b)hnl
bh J ’
7— то же, растянутой полки к полезной площа-
ди ребра р=--------—------1.
§ 2. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Общие положения
Изложенные в настоящей главе расчет и конструирование элементов сборных железобетонных конструкций относятся к конструкциям жилых, общественных и производственных зданий и сооружений. Расчет и конструирование элементов сборных конструкций мостов, гидротехнических сооружений, тепловых агрегатов и других специальных сооружений, а также конструкций из ячеистых и специальных бетонов здесь не рассматриваются.
Расчет железобетонных несущих конструкций состоит в проверке соответствия принятой конструкции эксплуатационным требованиям, предъявляемым к ней.
Согласно нормам проектирования несущих строительных конструкций [5], различают следующие 3 группы эксплуатационных требований, которые проверяются расчетом: а) по несущей способности (прочности, устойчивости, выносливости и т .п.); б) по деформациям; в) по так называемым местным повреждениям в виде различных для железобетона трещин.
В результате расчета должны быть приняты такие размеры и конструктивные решения элементов конструкций, при которых указанные эксплуатационные требования удовлетворяются в течение всего срока службы сооружения. Однако проверенные расчетом эксплуатационные качества конструкции обеспечиваются в натуре, если, кроме того, при проектировании, изготовлении и монтаже конструкций соблюдены все требования Строительных норм и правил и технических условий [2]-[7].
2. Принципы расчета по расчетным предельным состояниям
В соответствии с тремя группами эксплуатационных требований, указанных в п. 1 настоящего параграфа, Строительными нормами и правилами приняты три расчетных предельных состояния, по которым производится расчет: а) по несущей способности; б) по деформациям; в) по образованию и раскрытию трещин.
Под предельным состоянием понимается такое состояние, в случае достижения которого конструкция перестала бы удовлетворять соответствующим эксплуатационным требованиям.
Расчет производится исходя из условия, чтобы ни одно из предельных состояний не было бы достигнуто в течение всего срока службы сооружения.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
62
Введение понятия «расчетных» предельных состояний вызвано тем, что любой расчет всегда содержит ряд условностей; следовательно, фактические предельные состояния могли бы иногда наступить в конструкции при несколько иных условиях, чем это предусматривается расчетом.
По несущей способности (прочности или устойчивости) должны рассчитываться все несущие элементы конструкций; из этого расчета обычно определяют необходимые размеры сечений элементов.
Расчет по деформациям производится только в тех случаях, когда величины деформаций должны быть ограничены. Расчет по образованию и раскрытию трещин производится для тех конструкций, для которых появление или чрезмерное раскрытие трещин может привести к нарушению непроницаемости (резервуары, силосы, дымовые трубы и т. п.).
Основное требование расчета по несущей способности выражается формулой
(V.a)
где W— усилие от расчетных нагрузок;
Ф — усилие, которое может быть воспринято отдельным сечением элемента в предельном состоянии (предельное усилие).
Величина предельного усилия (Ф) определяется в каждом частном случае формулами, приведенными в § 3 настоящей главы.
Предельное состояние по деформациям (по прогибам) характеризуется тем, что вычисленные значения деформаций от нормативной нагрузки (f) достигают установленных НиТУ предельных значений деформаций (Упред)-Требование расчета по деформациям выражается формулой
/^/пред* (V.6)
Деформации железобетонных элементов от нормативной нагрузки (f) определяются по правилам строительной механики с введением в расчет действительной жесткости железобетонных элементов (см. § 5 настоящей главы).
Значения /пред для изгибаемых элементов приведены в табл. V.I.
Таблица V.1
Предельные прогибы изгибаемых элементов
№ п/п Наименование элементов Предельные прогибы в долях пролета 1
1 Подкрановые балки при ручных кранах 1 500
2 3 То же, при электрических кранах . . Элементы перекрытий при плоских потолках и элементы покрытий производственных зданий, при 1 < 7 м 1 600 1 200
4 5 То же, при 1 > 7 м Элементы перекрытий при ребристых потолках и элементы лестниц, при 1 < 5 м 1 300 1 200
6 То же, при 5 м < 1 < 7 м 1 300
7 То же, при 1 >7 м ......... 1 400
К данным этой таблицы в НиТУ имеются следующие дополнения:
а) при наличии штукатурки дополнительно должен быть проверен прогиб элементов только от полезной нагрузки; при этом величина прогиба должна быть не более Vaso/;
б) если в помещениях с гладким потолком имеютск постоянные перегородки, расположенные поперек настилов, панелей и т. п., то предельное значение прогиба 'Izwl относится к величине прогиба на длине между перегородками; при этом величина прогиба на всей длине элемента во всяком случае должна быть не более Viso/;
в) при наличии жестких перегородок, не имеющих проемов и доходящих до стен, прогонов и т. п., нагрузка от веса перегородок при определении деформаций плит, настилов, панелей и т. п. может не учитываться. Нагрузка от веса прочих перегородок при расчете деформаций элементов жилых и гражданских зданий учитывается в размере 40% от фактического их веса.
Расчет по появлению трещин производится как по нормативным, так и по расчетным нагрузкам в зависимости от конкретных особенностей такой поверки.
Предельное состояние по раскрытию трещин характеризуется тем, что вычисленное значение раскрытия трещин (ат) -достигает предельного значения раскрытия трещин (апред). Требование расчета по раскрытию трещин выражается формулой:
От<апред« (V.b)
Расчет величины раскрытия трещин приведен в § 5 настоящей главы.
НиТУ [5] установлены предельные значения раскрытия трещин только для некоторых случаев. Например, для железобетонных силосов и дымовых труб предельное раскрытие трещин должно быть не более 0,20 мм. Для других случаев значения предельного раскрытия трещин принимаются по данным практики или по специальным техническим условиям.
3. Расчетные нагрузки, расчетные сопротивления материалов и коэффициенты условий работы
При расчете по расчетным предельным состояниям вместо единого (общего) коэффициента запаса вводится система расчетных коэффициентов, состоящая из коэффициентов перегрузки, коэффициентов однородности материалов и коэффициентов условий работы.
Коэффициенты перегрузки вводятся к нормативной (эксплуатационной) нагрузке; они учитывают наибольшие вероятные отклонения фактической нагрузки от ее нормативных значений и могут рассматриваться как «запасы» на нагрузку. Расчет по несущей способности производится по расчетным нагрузкам, численно равным произведению нормативных нагрузок на соответствующие коэффициенты перегрузки.
Расчет по деформациям производится по нормативным нагрузкам вследствие меньшей опасности, возникающей при возможности наступления предельного состояния по деформациям и вследствие значительной условности величин предельных деформаций.
Численные значения нормативных нагрузок, коэффициентов перегрузки и расчетных нагрузок приведены в Приложении к справочнику; там же приведены коэффициенты сочетаний нагрузок и объяснен порядок пользования ими.
§ 2, ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
63
Коэффициенты однородности материалов вводятся к нормативным сопротивлениям материалов и учитывают наибольшие вероятные отклонения фактической прочности материалов от нормативных значений; коэффициенты однородности материалов могут рассматриваться как «запасы» на прочность материалов.
За нормативные сопротивления материалов принимаются их контролируемые значения; например, для арматурной стали — браковочный предел текучести или браковочный предел прочности (см. гл. III) для бетона— проектная марка (см. главу II).
Расчет по несущей способности производится по расчетным сопротивлениям материалов, численно равным произведению нормативных сопротивлений на соответствующие коэффициенты однородности.
Следует заметить, что коэффициентам^ однородности материалов учитываются не всякие встречающиеся в практике отклонения прочности материалов ют их нормативных значений. Некоторые отклонетр<я являются следствием грубого нарушения технических условий и по существу представляют собой производственный брак. Естественно, что такого рода «отклонения» не могут учитываться запасами, принимаемыми в технических расчетах. Учитываются только такие отклонения, которые
Таблица V.2
Коэффициенты однородности бетона
№ п/п Вид напряженного состояния Условия приго-товле-ния бе-тона Коэффициенты однородности бетона марки
35—200 300—600
1 Сжатие осевое и при изгибе . . н 0,60 0,55 0,65 0,60
2 Растяжение ( £ 0,45 0,50
1 б 0,40 0,45
являются следствием разнородности качеств материалов, т. е. естественного разброса значений прочности при изготовлении материалов с соблюдением всех требований технических условий.
В табл. V. 2 и V. 3 приведены значения коэффициентов однородности материалов.
Значения коэффициентов однородности по строке А (табл. V. 2) применяют при изготовлении бетона на бетонных заводах или бетонных узлах с автоматическим или полуавтоматическим дозированием составляющих бетона. Значения коэффициентов однородности по строке Б применяют при других способах дозирования составляющих бетона.
Таблица V.3
Коэффициенты однородности арматуры
№ п/п
Вид арматуры
Коэффициенты однородности арматуры
1 Горячекатаная из стали марок Ст. О и Ст. 3, из стали марок Ст. О, Ст. 3, подвергнутая силовой калибровке, а также из стали марок Ст.5 и 25Г2С, упрочненная вытяжкой с контролем силы и удлинения.............
2 Горячекатаная периодического профиля из стали марок Ст.5 и 25Г2С ...........
3 Из холоднотянутой проволоки гладкой и периодического профиля, а также горячекатаная периодического профиля из стали марок Ст.5 и 25Г2С, упрочненная вытяжкой с контролем только удлинений ...............
4 Холодносплющенная периодического профиля, применяемая в обычных железобетонных конструкциях ...............................
5 То же, применяемая в предварительно напряженных конструкциях......................
0,90
0,85
0,80
0,80
0,75
В табл. V. 4 приведены значения условных расчетных сопротивлений бетона, применяемые при расчете обычных и предварительно напряженных конструкций.
Таблица V.4
Условные расчетные сопротивления бетона в кг/см1
№ п/п Вид напряженного состояния I Обозначение расчетного сопротивления R Коэффициент условий работы отб Условное расчетное сопротивление бетона R=Rtn^ Условия приготовления бетона Условные расчетные сопротивления при марке бетона
50 75 100 150 200 300 400 500 600
1 Сжатие осевое (призменная прочность) ^пр 1 ^пр.у *пР 24/29 22/26 36/43 33/40 48/58 44,53 70/83 65/76 90/105 80/96 140/165 130/150 190/220 170/200 230/270 210/250 270/330 250/300
2 Сжатие при изгибе. . «и 1 X II X 15 30/35 27/33 45/55 41/50 60/70 55/65 85 100 80'93 110/130 100/120 170,200 160/190 230/275 210/250 280/340 260/315 330'400 310/375
3 Растяжение 1 II си * 1 5 2,7/4 2,4/4 3,6'5 3,2/5 4,5/6,5 4,0/6,5 5.8/8 5,2/8 7,2/10 6,4/10 10,5/15 9,5/15 12,5/18 11/18 14/20 12,5/20 15/21 13,5/21
Примечания. 1. В знаменателе дробей, приведенных в пп. 1 и 2 таблицы, даны значения условных расчетных сопротивлений бетона, применяемые при проверке предварительного обжатия бетона сборных предварительно напряженных конструкций, а в п. 3 - применяемые при всех расчетах предварительно напряженных конструкций.
2. В числителе дробей, приведенных в пп. 1,2,3 таблицы, даны значения условных расчетных сопротивлений бетона, применяемые во всех остальных случаях, не указанных в примечании 1.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
64
Таблица V.5
Расчетные сопротивления арматуры 7?ав кг/см2, коэффициенты условий работы арматуры та и условные расчетные сопротивления R а.у
№ П;П Наименование арматуры и условия ее применения Для растянутой арматуры Для сжатой арматуры При расчете по поперечной силе
расчетные сопротивления Ra в кг/см2 коэффициент условий работы та я 5 о? и а? расчетные сопротивления 7?а в кг’см2 коэффициент условий работы та се Е о? II а? дополнительный коэффициент условий работы m Е* св Е св а: и а?
1 о 3 4 5 6 7 8 9 10
1 Горячекатаная круглая (гладкая), полосовая или фасонная из стали марки Ст. 0 во всех случаях . 1 700 1^ 1 700 1 703 1 1 700 0.8 1 350
2 То же, из стали марки Ст. 3 при d < 40 мм, во всех слу-чаях, кроме указанных в п. 3 • • 2 100 / 2 100 2 100 1 2 100 0.8 1 700
3 То же, при бетоне марки 100 в вязаных каркасах 2 100 0,9 1 900 2 100 1 2 100 0.8 1 500
4 Горячекатаная круглая (гладкая) из стали марки Ст. 0, подвергнутая силовой калибровке, во всех случаях, кроме указанных в п. 5 2 100 1 2 100 1700 1 1 700 0,8 1 700
5 То же, при бетоне марки 100 в вязаных каркасах 2 100 0,9 1 900 1 700 1 1 700 0,8 1 500
6 Горячекатаная круглая (гладкая) из стали марки Ст. 3 диаметром до 12 мм, подвергнутая силовой калибровке, при применении ее в сварных каркасах и сетках 2 500 1 2 500 2 100 1 2 100 0.8 2 000
7 Горячекатаная периодического профиля из стали марки Ст. 5 при d < 40 мм во всех случаях, кроме указанных в п. 8 . 2 400 1 2400 2 400 1 2 400 0,8 1 900
8 То же, при бетоне марки 100 2 400 0,9 2 150 2 400 1 2400 0.8 1 700
9 Горячекатаная периодического профиля из стали марки 25Г2С при бетоне марки от 150 и выше 3 400 1 3400 3 400 1 3 400 0,8 2 700
10 То же, из стали марки ЗОХГ2С (типа АНЛ2) 5 100 1 5 100 3600 1 3 600 0.8 4 100
11 Арматура из холоднотянутой проволоки диаметром до 5,5 мм, применяемая в конструкциях без предварительного напряжения арматуры, в виде сварных каркасов и сеток .... 4 500 0,65 3 000 4 500 0,65 3 000 0.7 2 100
12 То же, диаметром от 6 до 10 мм 3 600 0,65 2 400 3 600 0.65 2 400 0.7 1 700
13 Арматура из холоднотянутой проволоки диаметром до 5,5 мм, применяемая в виде.сварных каркасов и сеток в конструкциях с предварительно напряженной арматурой 4 500 0.70 3 150 4 500 0.70 3 150 0,7 2 200
14 То же, диаметром от 6 до 10 мм 3 600 0,70 2 500 3 600 0.70 2 500 0,7 1 750
15 Холодносплющенная периодического профиля из стали марок Ст. 0и Ст.З, применяемая в конструкциях без предварительного напряжения арматуры*во всех случаях, кроме указанных в п. 16 3 600 0,65 2 400 3 600 0.65 2 400 0.8 1900
16 То же, при бетоне марки 100 3 600 0,65 X 0,9 2 150 3 600 0.65 2 400 0.8 1 700
17 Холодносплющенная периодического профиля из стали марок Ст.0 и Ст. 3, применяемая в конструкциях с предварительно напряженной арматурой .... 3 400 0,70 2400 3 400 0,70 2 400 0.8 1900
18 Холодносплющенная периодического профиля из стали марки Ст. 5 при бетоне марки 150 и выше 4 500 0,70 3 150 4 500 0,70 3 150 0.8 2 500
19 Горячекатаная периодического профиля из стали марки Ст. 5, подвергнутая вытяжке на 5,5 % (без контроля напряжения) • 3 600 0,90 3 250 2 400 1 2400 0.8 2 600
20 То же, из стали марки Ст. 25Г2С, подвергнутая вытяжке на 3,5 % (без контроля напряжения) 4 400 0,90 4 000 3 400 1 3 400 0,8 3 200
21 Горячекатаная периодического профиля из стали марки Ст. 5, подвергнутая силовой калибровке до 4 500 кгсм- при вытяжке, не превышающей 5,5 °/0 4 050 0,90 3 700 2 400 1 2400 0.8 3 000
22 То же, из стали марки Ст. 25Г2С, подвергнутой силовой калибровке до 5 500 кг/см2 при вытяжке, не превышающей 3,5 % 4 950 0,90 4 500 3 400 1 3 400 0,8 3 600
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
65
Таблица V.6
Расчетное сопротивление растянутой арматуры R а из углеродистой и высокопрочной проволоки, применяемой в предварительно напряженных конструкциях
= Вид арматуры
е и № ГОСТ
2
Расчетные сопротивления проволоки в кг. см* при диаметре проволоки
2,5 3 4 | 5 | б | 7 | 8
Проволока стальная гладкая углеродистая по
ГОСТ 7348-55
Проволока стальная периодического профиля по ГОСТ 8480—57 . .
16 000
15 200
в сечениях крайних пролетов и над вторыми от края перекрытия опорами
при /к// < 1,5 т= 1,25;
при 1,5 < 1к/1 <2 т = 1,1,
где I — величина расчетного пролета в направлении, перпендикулярном краю перекрытия;
/к — величина пролета, расположенного вдоль края перекрытия.
При введении коэффициента условий работы т = = 1,10 для изгибаемых элементов сборных конструкций, согласно п. «а>, значения расчетных сопротивлений бетона принимаются во всех случаях по строке Б табл. V.4 во избежание чрезмерного снижения запаса по поперечной силе.
Ограничение, указанное в п. «а» этого параграфа, принято для того, чтобы избежать неоправданного уменьшения запаса в тех случаях, когда возможно разрушение элемента по сжатой зоне.
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Примечание. Коэффициенты условий работы для проволоки, приведенной в табл. V. 6, принимаются равными /иа=0,7; тпн=0,7; условное расчетное сопротивление этой проволоки принимается равным: для продольной растянутой арматуры Яау=0,7 /?а; при расчете на поперечную силу R&.y = 0,5 Ra
В табл. V. 5 и V. 6 приведены значения расчетных со-противлений-дщ^ффициентов условий работы и условных растянутЬхсотшртивлений арматуры, применяемой в обычных и предварительно напряженных железобетонных конструкциях.
Приведенные в табл. V. 5 расчетные сопротивления арматуры из стали марок Ст. 3 и Ст. 5 относятся к арматуре диаметром до 40 мм; расчетные сопротивления при диаметре этой арматуры более 40 мм принимаются:
для горячекатаной арматуры периодического профиля из стали марки Ст. 5 — 2 300 кг/см2;
для горячекатаной арматуры из стали марки Ст. 3— 0,9 от нормативного сопротивления этой арматуры.
При применении арматуры из холоднотянутой проволоки для хомутов вязаных каркасов расчетное сопротивление ее принимается, как для горячекатаной арматуры из стали марки Ст. 3.
Для сжатой арматуры вводимое в расчет условное расчетное сопротивление арматуры должно удовлетворить условию
/?а.у = < 3600 кг/см2.
Коэффициенты условий работы т элемента вводятся при расчете по несущей способности в следующих случаях:
а) для изгибаемых элементов сборных конструкций, изготовляемых на заводах при систематической проверке их прочности, а также прочности бетона и арматуры при 5б<0,650 щ = 1Д;
б) для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, рассчитываемых без учета распора, возникающего в предельном состоянии, за исключением плит безбалочных перекрытий коэффициент условий работы принимается:
в сечениях промежуточных пролетов и над промежуточными опорами т = 1,25;
1. Центрально сжатые элементы
Центрально сжатые железобетонные элементы с продольной арматурой и обычными хомутами (рис. V. 1) рассчитывают по формуле
N < m<f (R„pF6 + Ra.y Fa), (V. 1)
Требуемую площадь сечения продольной арматуры Fa при заданной величине расчетной продольной силы можно определить по формуле
При расчете центрально сжатых элементов в случае, когда армирование превышает 3%, в расчет вводят фактическую площадь сечения бетона, которая равна разности между всей площадью поперечного сечения элемента и частью площади бетона, соответствующей сечению продольной арматуры. Расчет в этом случае производят по формуле
N < m? [tfnPF + (₽а.у - Япр) Fa]. (V.3)
Коэффициент продольного изгиба ? в формулах (V. 1) — (V. 3) принимают по табл. V. 7, где /о — расчетная длина элемента; Ъ — наименьший размер прямоугольного сечения; d — диаметр круглого сечения; г — наименьший радиус инерции сечения.
Таблица V.7
Коэффициенты продольного изгиба <р
zo ь 14 16 18 20 22 24 26 28 30
10 (1 12,1 13,9 15,6 17,3 19,1 20,8 22,5 24,3 26
'Ч' 50 55,4 62,2 69 76 83 90 97 104
ф 1,0 0,88 0,8 | 0,73 0,67 0,62 | 0,57 0,53 0,5
5 Зак. 2065
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
66
Расчетную длину элемента /0 определяют следующим образом: если обеспечена шарнирная неподвижность или полное защемление концов элемента, то рекомендуется принимать:
б) при полном защемлении обоих концов элемента .... 10 = 0,5/ а) при полном защемлении одного немца элемента и шар*
вирно-неподвижном закреплении другого...........-/0 = 0,7/
в) при шарнирно-неподвижном закреплении обоих концов
элемента.....................................• . . 10 =1
г) при одном защемленном и одном свободном конце эле-
мента ...........................................10 =21
д) и остальных случаях в зависимости от действительных
условий закрепления на концах
Пример 1. Дано: сечение центрально сжатой колонны 30X30 см, расчетная длина Zo=4,5 м\ продольная арматура в виде четырех стержней диаметром 16 мм из стали периодического профиля марки Ст. 5, согласно табл. V.5 /?а.у=2 400 кг[см2, бетон марки 200, условия приготовления бетона по строке Б табй? V.4. Коэффициент условий работы т=\.
Требуется определить наибольшую расчетную продольную силу W, воспринимаемую колонной при центральном сжатии.
Решение. Для бетона марки 200 по строке Б табл. V.4 7?и= =80 кг/см2.
/о 4,5
В табл. V.7 значению — = "~т— о 0,3 = 15 соответствует <р=0,94
Fa«4 • 2,01 = 8,04 см2.
Рис. V.I. По формуле (V.1)
N = ту (RnpF6 + Ra.yFa) —
= 0,94 (80-30-30 + 2 400-8,04) = 85 818 кг = 85,8 г
Пример 2. Дано: сечение центрально сжатой колонны 30X40 см\ расчетная длина /0=6 м\ величина расчетной продольной силы W=118 . т; бетон марки 200, условия приготовления бетона по строке А табл. V. 4; коэффициент условий работы т=\.
Требуется определить необходимую площадь сечения продольной арматуры Fa при применении для армирования арматуры периодического профиля из стали марки 25Г2С, согласно табл. V. 5 ₽а.у =3 400 кг/см2.
Решение. Для бетона марки 200 по строке А табл, V. 4 7?пр=9О кг/см2.
to 6
При — = Г“7= 20 в табл. V. 7 находят значение о и,о
f = 0,73.
По формуле (V. 2) определяем
N
— RnpF б
тер н
Ra.y -90-30-40 = 15,78 см2.
Fa = 118 000 0,73
3 400
2. Центрально растянутые элементы
Центрально растянутые элементы рассчитывают формуле
по
(V.4)
ми
N < fTlRa.yFa
Fa=—^—.
mRa.y
(V.5)
Расчет центрально растянутых элементов на появление трещин, если они не допускаются, производят в соответствии с указаниями, приведенными в § 5 этой главы.
3. Изгибаемые элементы
а) Общие положения расчета
Прочность изгибаемых железобетонных элементов рассчитывают по формуле (V. 6), исходя из требования (см. § 2 этой главы), чтобы момент от внешней расчетной нагрузки был не больше момента внутренних сил (рис. V. 2)
М <m(RKS6 + Ra.ySa)t (V.6)
где S6=F6z; (V. 7)
/а=^(Ао-«')- (V-8)
Рис. V.2.
При этом положение нейтральной оси определяют из условия, что сумма проекций всех сил на ось элемента должна равняться нулю:
. <v-9>
Для выражений (V. 6) и (V. 9) нормами проектирования предусмотрены следующие ограничения:
1) площадь бетона сжатой зоны должна удовлетворять условию
F6z = S6 < 0,8S0, (V.10)
где So — статический момент всей рабочей площади поперечного сечения бетона относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры Fa;
2) при наличии в сечении сжатой арматуры должно быть соблюдено условие:
?<Л0 —a'; (V.11)
3) при армировании сварными сетками и сварными каркасами с рабочей арматурой из холоднотянутой проволоки диаметром 5,5 мм и менее площадь бетона сжатой зоны должна, вместо условия (V.10), удовлетворять
требованию
F&Z = S& < O,7So;
(V.12)
4) коэффициент условий работы т=»!,1 можно принимать при расчете изгибаемых сборных железобетонных элементов лишь в случаях, когда удовлетворено условие:
F6z=S6<0,6So. (V.13)
Расчетную сжатую арматуру в изгибаемых железобетонных элементах можно применять только при ограниченной высоте сечения и наличии изгибающих моментов двух знаков или в случае каких-либо особых требований; при этом не рекомендуется применять сечения с двойной арматурой, не удовлетворяющие условию:
М < mRnSQ. (V.14)
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
67
б) Прямоугольные сечения с одиночной рабочей арматурой (рис. V. 3)
Для прямоугольных сечений с одиночной арматурой формула (V.6) при подстановке значений
$б = F(>z = Ьх (Ло — 0,5х) (V. 15)
я
г; = о
принимает следующий вид:
М < mbx (/i0 — 0,5х) /?и. (V. 16)
Рис. V.3.
Положение нейтральной оси при этом определяется из равенства
Яа.уГа = *и*х. (V.17)
Условия (V.10) для прямоугольных сечений после подстановки значений:
S< = bx(hQ —;0,5х) (V.18)
л. 0 2
принимает следующий вид: bx(ha — 0,5х)< 0,46*q, (V.19)
что соответствует условию
х < 0,55/10. (V.20)
Из формулы (V.19) следует, что величина наибольшего возможного расчетного момента, воспринимаемого изгибаемым элементом прямоугольного сечеиия при одиночном армировании, определяется по формуле
>Имакс = 0.4^/?я. (V.21)
Этой величине расчетного момента соответствует наибольшая возможная высота сжатой зоны бетона
хмаКс = О>55Ло. (V.22)
В соответствии с условием (V.12) для случая армирования сварными сетками и сварными каркасами с рабочей арматурой из холоднотянутой проволоки диаметром 5,5 мм и менее
Мм,ке =0.356*2 яи; (V.23)
Хмакс = 0,45*0. (V.24)
В соответствии с условием (V.13) при применении для сборных элементов коэффициента условий работы т=1Д имеем:
М„акс = 0,36*2/?и; (V.25)
Хма«с = 0,37*0. (V.26)
При подстановке значений хмаКс в формулу (V.17) можно получить величину наибольшего возможного про цента армирования для прямоугольных сечений • одиночной арматурой соответственно:
из (V.22) ее Рмакс — 55 ; Аа.у (V.27)
из (V.24) ,е Нмакс = 45 -— ; ^а.у (V.28j
из (V.26). р-макс = г> (V.29)
Для практических расчетов удобнее пользоваться преобразованными формулами (V. 16) и (V.17), позволяющими производить расчет при помощи вспомогательной таблицы, приведенной в этой главе (см. стр. 68—69).
В этом случае формула (V.17) после ее частей на bhoRu примет вид; деления обеиа
X F a.Ray h. “а_ bhtR* (V.30)
или
% Ra.y а «= — = и — . Ь Rm (V.31)
Формулу (V.16) можно записать в следующем виде:
M = mAobhlR.. , (V.32/
где
А, =-7-fl—0,5-7—= а (1—0,5а). (V.33»
Из формул (V.30J—(V.33) получаются также следующие формулы для практических расчетов:
*» = 1 1/~ м У а(1—0,5а) у mbRu
/м
mbRj/L
(V.34)
(V.35;
где г = 7/ц; (V.36)
7 = 1—0,5а (V.37)
или
7=0,51 1+ 1—2 ——
mbhQ RK
(V.38)
Значения коэффициентов а, Ло, 7, го и р% приведены в табл. V.8.
При помощи табл. V.8 можно по заданному момент} М и вычисленному из формулы (V.32) значению Ао=* М
= «~» 2г> определить площадь сечения арматуры f а
mbhrftH
при любых значениях Rn и Яа.у по формуле
R*
Fa = abh,-s- , (V.39)
К».у
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
68
Таблица V.8
Значения Ло, а, р%, г0 и 7 для расчета элементов прямоугольного и таврового сечения из бетона марок 150, 200, 300 и стали с условными расчетными сопротивлениями 2 100, 2 400, 3 000 и 3 400 кг/см2, а также из бетона и стали любых марок
Процент армирования р.% при
= 2 100 кг!см? | = 2 400 кг!см? = 3 000 кг; см? | Rn,y = 3 400 кИсм?
а л0 т го Марка бетона
150 200 | 300 | 150 200 | 300 | 150 200 300 150 200 , I 300
0.01 0,010 0,995 10,00 0,04 0,05 0,076 0,033 0,042 0,067 0,028 0,033 0,053 0,024 0,029 0,04 7
0,02 0,020 0.990 7,12 0,08 0,10 0,15 0,067 0,083 0,13 0,053 0,067 0,107 0,047 0,06 0,095
0 03 0,030 0,985 5,82 0.11 0,14 0,23 0,10 0,13 0,20 0,08 0,10 0,16 0,07 0,09 0,14
0 04 0,039 0,980 5,05 0,15 0,19 0,31 0,13 0,17 0,27 0,107 0,13 0,21 0,094 0,12 0,19
0.05 0,048 0,975 4,53 0,19 0,24 0,38 0,17 0,21 0,33 0,13 0,17 0.27 0,12 0,15 0,235
0 06 0,058 0,970 4,15 0,23 0,29 0,46 0,20 0,25 0,40 0,16 0,20 0,32 0,14 0,18 0,28
0,07 0,067 0,965 3,85 0,27 0,34 0,53 0,2>^ ~Х29 0,47 0,19 0,23 0,37 0,165 0,21 0,33
0 08 0,077 0,960 3,61 0,30 0,38 0,61 0,27 0,33 0,54 0,21 0,27 0,43 0,19 0,24 0,38
0 09 0,085 0,955 3,41 0,34 0,43 0,68 0,30 0,38 0,60 0,24 0,30 0,47 0.21 0,27 0,42
0,10 0,095 0,950 3,24 0,38 0,48 0,76 0,33 0,42 0,67 0,27 0,33 0,53 0,24 0,30 0,47
0 11 0,104 0,945 з.и 0,42 0.53 0,84 0,37 0,46 0,74 0,29 0,37 0,59 0,26 0,32 0,52
0,12 0,113 0.940 2.93 0,46 0.56 0,91 0,40 0,50 0,80 0,32 0,40 0,64 0,28 0,35 0,56
0 13 0,121 0,935 2,88 0,50 0,62 0,99 0,43 0,54 0,87 0,35 0,43 0,69 0,31 0,38 0.61
0,14 0,130 0,930 2,77 0,53 0,67 1,07 0,47 0,58 0,93 0.37 0,47 0,75 0,33 0,41 0,66
0.15 0,139 0,925 2,68 0,57 0,72 1,14 0,50 0,63 1,00 0,40 0,50 0,80 0,35 0,44 0,70
0,16 0,147 0,920 2,61 0,61 0,76 1,22 0,53 0,67 1,07 0,43 0,53 0,85 0,38 0,47 0,75
0.17 0,155 0,915 2,53 0,65 0,81 1,29 0,57 0,71 1,14 0,45 0,57 0,91 0,40 0,50 0,80
0,18 0,164 0,91-0 2,47 0,68 0,86 1,37 0,60 0,75 1,20 0,48 0,60 0,96 0,42 0,53 0,84
0.19 0,172 0,905 2,41 0,72 0,91 1,44 0,63 0,79 1,27 0,51 0,63 1,02 0,45 0,56 0,89
0,20 0,180 0,900 2,36 0,76 0,95 1,52 0,67 0,83 1,34 0,53 0,67 1,07 0,47 0,59 0,94
0,21 0,188 0,895 2,21 0.80 1,00 1,60 0,70 0,88 1,40 0,56 0,70 1,12 0,49 0,62 0,98
0,22 0,195 0,890 2,26 0,84 1,05 1,68 0,73 0,92 1,47 0,59 0,73 1,17 0,52 0,65 1,04
0,23 0,203 0,885 2,22 0,87 1,10 1.75 0,77 0.96 1,53 0,61 0,77 1,23 0,54 0,68 1,08
0,24 0,211 0,880 2,17 0,91 1,14 1,83 0,80 1,00 1,60 0,64 0,80 1,28 0,56 0,71 1,13
0,25 0,219 0,875 2,14 0.95 1,19 1,90 0,83 1.04 1,67 0,67 0,83 1,33 0,59 0,74 1,18
0,26 0,226 0,870 2,10 0,99 1.24 1,98 0,87 1,08 1,73 0,69 0,87 1,39 0,61 0,77 1,22
0,27 0,234 0,865 2,07 1,03 1,29 2.06 0,90 1,13 1,80 0.72 0,90 1,44 0,63 0,80 1,27
0,28 0,241 0,860 2,04 1 06 1,33 2,13 0,93 1.17 1,87 0,75 0,93 1,49 0.66 0,83 1,32
ОДО 0,248 0,855 2,01 1,Ю 1,38 2,21 0,97 1,21 1,93 0.77 0,97 1,55 0,68 0.86 1,36
0,30 0,255 0,850 1,98 1,14 1,43 2,28 1,00 1,25 2,00 0,80 1,00 1,60 0,70 0,88 1,41
0,31 0,262 0,845 1.95 1,18 1,48 2,36 1,03 1,29 2,07 0,83 1,03 1,66 0,73 0,91 1,46
0,32 0,269 0,840 1,93 1,22 1,53 2,44 1,07 1,33 2.14 0,86 1,07 1,71 0,75 0,94 1.51
0,33 0,275 0,835 1,90 1,26 1,57 2,51 1,10 1,38 2,20 0,88 1,Ю 1,76 0,78 0,97 1,56
0,34 0,282 0,830 1,88 1,29 1,62 2,59 1,13 1,42 2,27 0,91 1,13 1,82 0,80 1,00 1,60
0,35 0,289 0,825 1,86 1,33 1,67 2,66 1,17 1,46 2,34 0,94 1,17 1,87 0,82 1,03 1,65
0,36 0,295 0,820 1,84 1,37 1,71 2,74 1,20 1,50 2,40 0,96 1,20 1,92 0,85 1,06 1,70
0,37 0,301 0,815 1,82 1,41 1,76 2,81 1,23 1,54 2.47 0,99 1,23 1,98 0,87 1,09 1,74
0,38 0,309 0,810 1,80 1,44 1,81 2,89 1,27 1,58 2,53 1,01 1,27 2,03 0,89 1,12 1,79
0,39 0,314 0,805 1,78 1.48 1,86 2,97 1,30 1,63 2,60 1,04 1,30 2,07 0,92 1,15 1,84
0,40 0,320 0,800 1,77 1,52 1,90 3,04 1,33 1,67 2,67 1,07 1,33 2,14 0,94 1,18 1,88
0,41 0,326 0,795 1,75 1,56 1,95 3,12 1,37 1,71 2.74 1,10 1.37 2,19 0,96 1,21 1,93
0,42 0.332 0,790 1,74 1,60 2,00 3.20 1,40 1.75 2,80 1,12 1,40 2,24 0,99 1.24 1,98
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
------------= 69
Продолжение табл. V. 8
а А, 7 го Процент армирования р-°/о при
Яа-у “ 2 100 кг! см* | ^а-у = ; 2 400 кг!см2 | ^а-у “ : 3 000 кг!сМ* | 1 ^а.у = 3 400 кг! см1
Марка бетона Я
150 200 | 300 | 150 | 200 300 | 150 | 200 | 300 | 150 | 200 | 300
0,43 0,338 0,785 1,72 1,63 2,05 3,27 1,43 1,79 2,86 1.15 1,43 2,29 1,01 1,26 2,02
0,44 0,343 0,780 1.71 1,67 2,09 3,35 1,47 1,83 2,94 1,17 1.47 2,35 1,03 1,29 2,07
0,45 0,349 0,775 1,69 1,71 2,14 3,42 1,50 1,88 3,00 1,20 1,50 2,40 1,06 1,32 2,12
0,46 0,354 0,770 1,68 1,75 2,19 3,50 1,53 1,92 3,07 — — — 1,08 1,35 2,16
0,47 0,359 0,765 1,67 1,79 2,24 3,58 1.57 1,96 3,14 — — — 1,10 1,38 2,21
0,48 0,365 0,760 1,66 1,83 2,29 3,65 1,60 2,00 3,20 — — — 1.13 1.41 2,26
0,49 0,370 0,755 1,64 1,86 2,33 3,73 1,63 2,04 3,27 — — — 1.15 1,44 2,30
0,50 0,375 0,750 1,63 1,90 2,38 3,80 1.67 2,08 3,34 — — — 1.17 1.47 2,35
0,51 0,380 0,745 1,62 1,94 2,43 3,88 1.70 2,12 3,40 — — — 1,20 1,50 2,40
0,52 0,385 0,740 1,61 1,98 2,48 3,96 1,73 2,17 3,46 — — — 1,22 1,53 2,44
0,53 0,390 0,735 1,60 2,02 2,52 4,03 1.77 2,21 3,54 — 1 — — 1,24 1,56 2,49
0,54 0,394 0,730 1,59 2,05 2,57 4,11 1,80 2,25 3,60 — — — 1,27 1,59 2,54
0,55 0,400 0,725 1,58 2,09 2,62 4,18 1,83 2,29 3,67 — — — 1,29 1,62 2,59
М= mA0bh2 R„. Fа = И — ИЛИ F = — . ft, = г
О и’ а 100 а mlfcoRa.y , ° У mbRa
Размерность М в кгсм\ Ь и ho в см\ R* и ₽а>у в кг[см9\ Fa в слр.
Примечание. Значения р.°/0 даны в таблице для случаев, когда расчетные сопротивления бетона (/? ) принимаются по строке Б табл. V. 4.
Можно пользоваться таблицей и при значениях принимаемых по строке А табл. V. 4; в этом случае при определении величины р.% по значению Ап табличные значения р.°/0 должны быть умножены на коэффициент 1,06 для бетонов марок 150 и 300 и на коэффициент 1,1 для бетона марки 200. При определении величины Ао и г0 по значениям р°/0 фактические значения р.% должны быть соответствен© уменьшены в 1,06 раза для бетонов марок 150 и 300 и в 1,1 раза для бетона марки 200.
а при значениях /?и и 7?а.у» приведенных в табл. V.8,—по формуле
fa=H
(V.40)
можно также определить площадь сечения арматуры Fa по формуле
(V.41)
При заданной площади сечения арматуры Fa можно по значению а или р % найти в табл. V.8 величину Ао и определить величину расчетного момента, воспринимаемого сечением по формуле (V.32).
По заданным проценту армирования р% и величине расчетного момента М можно определить необходимую рабочую высоту сечения Ао по формуле
(V.34)
Пример 3. Дано: сборная железобетонная балка прямоугольного сечения должна воспринять изгибающий момент от расчетных нагрузок А7=1,24 тм\ сечение балки 6=12 см, h=20 см, а—2 см\ бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V. 4; /?и = =100 кг/см2; коэффициент условий работы т=1,1.
Требуется определить необходимую площадь сечения растянутой арматуры Fa из стали периодического профиля, марки 25Г2С; согласно табл. V.5 /?а.у=3 400 кг/см2.
Решение. Определяем из формулы V.32
л М 124 000
a~mbh20RH ~ 1,1-1218М00 =0,29°:
так как 0,290<0,3, то, согласно условию (V.25), коэффициент условий работы т=1,1 может быть учтен.
В табл. V.8 значению Ло=О,29О для бетона марки 200 и 7?а.у=3 4ОО кг/см* соответствует р-=1,03%; сле-в bho , 12-18 „ „
довательно, Fa=P 7Т7 =1,03 — - =2,23 смг, прини-1UU 1vU
маем 2012 мм.
Пример 4. Дано: сборная железобетонная балка прямоугольного сечения 6=20 см, А=50 см, а=3,5 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4. (/?и= 100 кг/см2)\ продольная рабочая арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5, согласно табл. V.5 /?а.у =2 400 кг/см2\ площадь сечения арматуры Fa— 11,4 см2; коэффициент условий работы /и=1,1.
Требуется определить величину наибольшего допускаемого расчетного момента, воспринимаемого балкой.
Решение. Определяем р = = 100 ——’—— =
bh0 20-46,5 =1,22%; по табл. V.8 для бетона марки 200 и 7?а.у = =2 400 кг/см2 значению р =1,22% соответствует
До=О,25О; следовательно, по формуле (V.32) имеем
Л1 = тД0Мо/?и = = 1,1 0,25-20-46,5’100 = 1 189 000 жгли = 11.89/л и '
70
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Так как Л0 = 0,25<О,3, то, согласно условию (V.25), коэффициент условий работы т= 1,1 принят правильно.
Пример 5. Дано: сборной железобетонной балкой шириной b — 20 см должен быть воспринят расчетный изгибающий момент М = 14 тм\ бетон марки 300, условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (У?и== «= 160 кг!см2}.
Требуется определить наименьшую возможную полезную высоту балки Ло и требуемую площадь сечения арматуры Fa из стали периодического профиля марки 25Г2С; согласно табл. V.5 #а.у =3400 кг/см2 коэффициент условий работы т = 1Д.
Решение. При коэффициенте условий работы *п = 1,1 согласно формуле (V.25) Д0<0,3, по табл. V.8 наименьшее возможное значение Го (соответствующее До = 0,3) равно го = 1,82. Определяем по формуле (V-.34J
^•=Го
М . / 1400000
------=1,821/ -------------- mbR* У 1,1-20-160
=36,2 см.
Значению го=1,82 для бетона марки 300 и Яа.у в = 3 400 кг/см2 соответствует по табл, V.8 р=1,74%, следовательно:
Fa = J^= = 12,6^.
100
в) Прямоугольные сечения с двойной рабочей арматурой
Изгибаемые железобетонные элементы прямоуголь-вого сечения при двойной арматуре рассчитывают по формуле
M<m\bx (Ло-0,5х) *и+*а.Л <*•—а')1; (V.42)
положение нейтральной оси при этом (рис, V.4) определяют из условия:
= (V-43)
Соблюдение условия (V.10) для изгибаемых прямоугольных сечений с двойной арматурой так же, как и для сечений с одиночной арматурой, проверяют, используя формулы (V.19) и (V-.20),
Условие (V-.ll) для прямоугольного сечения в рас-:матриваемом случае соответствует условию!
х > 2а'. (V.44)
а'
При больших значениях —- может оказаться, что "t
аыполнение условия (V.44) приводит к уменьшению расчетной несущей способности по сравнению с сечением без сжатой арматуры; в этих случаях сечение следует рассчитывать, как с одиночной арматурой, и условие (V.44) отпадает; это имеет место при
x.<2a't (V.45)
где хо — высота сжатой зоны бетона, определяемая без учета сжатой арматуры.
Условие (V.45) соответствует также следующему:
М <mb2a’ (fa — а') /?и. (V.46)
Условие (V.14) применительно к прямоугольным сечениям соответствует условию
М < m0,56^₽*. (V.47)
Для практических расчетов изгибаемых элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой неравенство (V.42) удобно написать в следующем виде:
(V.48)
где (Л, — 0,5х)Яи—момент, воспринимаемый
сжатой зоной бетона и соответствующей ей частью растянутой арматуры;
Ма=ЯауГа (Ло—Д') —момент, воспринимаемый сжатой арматурой и соответствующей ей частью растянутой арматуры.
Полная площадь сечения растянутой арматуры равна = + (V.49)
Сжатая арматура необходима по расчету, когда расчетный момент, который должен быть воспринят заданным сечением, превышает величину наибольшего допускаемого расчетного момента, воспринимаемого сечением при одиночном армировании, т. е. когда
М > тМма •= «и (V.50)
Необходимую площадь сечения сжатой арматуры определяют по формуле
м
---— 0,4bh%Ru
Г tn Т, .
Если фактическая площадь сечения сжатой арматуры Га соответствует величине, определенной по формуле (V.51), то площадь сечения растянутой арматуры Fa определяют по формуле:
D
Еа = Ь,55№^- + ^ (V.52)
/?а.у
ИЛИ
= (V.53)
Если фактическая площадь сечения сжатой арматуры по конструктивным или иным соображениям назначается более величины, определяемой по формуле (V.51), то площадь сечения растянутой арматуры Fa определяют в соответствии с приведенными ниже указаниями об определении площади сечения арматуры Fa по заданной площади сечения арматуры Fa .
Отметим, что при армировании сечения сварными сетками или каркасами из холоднотянутой проволоки диаметром 5,5 мм и менее (по табл. V.5 /?а.у=3 000 кг/см2} в формулах (V.50) и (V.51) вместо численного коэффициента 0,4 следует принимать 0,35, а в формуле (V.52) вместо 0,55 соответственно 0,45.
При заданной площади сечения сжатой арматуры Fa необходимую площадь сечения растянутой арматуры Fa
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
определяют следующим образом. Вычисляют величину изгибающего момента А1а по формуле
^а-^а^.у(Ло-«')- (V.54)
м
Затем по величине момента Alj = ——Af определяет
ют, как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой, площадь сечения Faj по формуле:
(V.55)
либо по формуле /?и
F.! =“1 . (V.56)
^а.у
Полную площадь сечения, растянутой арматуры Fa определяют по формуле (V.49).
Определяемая по формуле (V.55) или (V.56) площадь сечения арматуры FaI должна удовлетворять условию
в противном случае площадь сечения сжатой арматуры назначена недостаточной.
Значение должно удовлетворять условию:
в1>24-. (V.58)
«о
в противном случае не удовлетворено условие (V.44) и площадь сечения растянутой арматуры должна быть определена по формуле
При несоблюдении условия (V.58) рекомендуется до определения Fa по формуле (V.59) выяснить, не следует ли в данном случае вести расчет без учета сжатой арматуры, т. е. проверить условие (V.45) или (V.46).
Величину расчетного момента при заданных Га и Fa определяют следующим образом:
значение FaI вычисляют по формуле
Fal = Fa-F'a, (V.60)
затем по значению FaI> как для сечения с одиночной арматурой, определяют величину соответствующего изгибающего момента М{.
Величину расчетного момента, воспринимаемого сечением, подсчитывают по формуле
М = т (A01b$Ru+Ma) , (V.61)
бетона по строке Б табл. V.4. (₽и=100 кг/см2); коэффициент условий работы т=1.
Требуется выяснить, необходима ли сжатая арматура, и определить величины Fa и F а при применении арматуры периодического профиля из стали марки Ст. 5; согласно табл. V.5 /?а.у=2 400 кг/см2; а=а'=3,5 см.
Решение. Проверяем условие (V.50), для этого вычисляем величину
= 0,4-20-46,52-100 = 1 730000 кгсм= 17,3 тм.
Так как заданный момент Л1=19,6 тж>17,3 тм, то сжатая арматура необходима. При этом Л4=19,6<1 17.3-0,5
<----—=21,6 тм, т. е. условие (V.47) соблюдено.
Определяем Fa по формуле (V.51):
-^-0,46йХ ^а.у(^о—а)
1 960 000—1 730 000
2 400(46,5—3,5)
— 2,22 см2,
принимаем 2 0 12 мм (Fa=2,26 см2).
Принятая площадь сечения сжатой арматуры соответствует минимально необходимой, определяемой по формуле (V.51), поэтому площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле (V.52):
F, = 9.5bbh,-^- + F'a = ^а.у
- 0,55-20-46,5 ^-0+ 2.22 = 23,5 см*.
Пример 7. Дано: Железобетонной балкой прямоугольного сечения должен быть воспринят расчетный изгибающий момент Af=4,5 тм. Размеры сечения: 6= =15 см, Л=30 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4. (7?и=100 кг/см2); коэффициент условий работы т=1.
Требуется определить площадь сечения растянутой арматуры Fa при применении арматуры периодического профиля из стали марки 25Г2С, согласно табл. V.5 /?а.у= = 3 400 кг/см2. В расчете можно учесть имеющуюся в сжатой зоне арматуру из двух круглых стержней диаметром 10 мм (Fa = 1,57 см2) из стали марки Ст. 3 (по табл. V.5 /?а.у =2 100 кг)см2), а = 3 см* а'=2,5 см.
Решение.
Определяем величину Мл по формуле (V.54)
₽ ^а.у (^0 а ) =
= 1,57-2 100 (27 —2,5) = 81 000 кгсм.
где Л01—величина из табл. V.8, соответствующая значению
Р-1
*31
“ 6Ло
F R 100 или а» = ——
1 6V?H
Л4а — величина, определяемая по формуле (V.54).
Пример 6. Дано: железобетонной балкой прямоугольного сечения должен быть воспринят расчетный изгибающий момент М=19,6 тле; размеры сечения Ь=20 см, Л = 50 см; бетон марки 200; условия приготовления
Определяем величину нз формулы (V.48):
Afj = — —М’ = 1 пг а
= 450 000 — 81 000 = 369 000 кгсм.
Теперь из формулы (V.32) как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой вычисляем величину Л01 :
__ Mj _ 369 000
01 ~bl^~ 15-27М00
= 0,336.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
72
Этому значению Л01 в табл. V.8 для бетона марки 200 и /?а.у=3 400 кг/см2 соответствует величина = = 1,25%.
Определяем Га по формуле (V.49).
Проверяем условие (V.47)
М 4,5
условие (V.47) удовлетворено.
Пример 8. Дано: размеры прямоугольного сечения железобетонной балки: д=20 см, Л=40 см\ бетон марки 300; условия приготовления бетона по строке Л табл. V.4 (/?и = 170 кг)см2)\ площадь сечения сжатой арматуры Га =4,02 см\ площадь сечения растянутой арматуры Fa = 12,56 см2-, арматура Fа и F’ из горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 Fa.y =3 400 кг/см2-, а=а'=3 см\ коэффициент условий работы т=1.
Требуется определить величину наибольшего расчетного момента, воспринимаемого сечением.
Решение.
Определяем величину А4а по формуле (V.54)
= ^а.у (^0 ° ) =
= 4,02 -3 400 (37 — 3) = 463 000 кгсм.
Определяем площадь сечения арматуры Fai по формуле (V.60)
Fal = Fa — = 12,56 — 4,02 = 8,54 см2.
Вычисляем значение «1 из формулы (V.39)
В табл. V.8 значению = 0,231 соответствует Л^ «=0,204.
Определяем величину по формуле (V.32)
= А016й^и =
= 0,204-20-372-170 == 950 000 кгсм.
По формуле (V.48)
М = М{ + М ' =
= 950 000 + 463 000 = 1 413 000 кгсм = 14,13 тм.
Проверяем условие (V.47):
М 14 03
== ^01 м]- = 0,204 g $ = 0,3<0,5.
г) Тавровые сечения с полкой, расположенной у сжатой грани
При расчете сборных железобетонных балок, плит-настилов и тому подобных элементов таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне сечения, вводимая в расчет ширина полки не должна превышать одной трети пролета элементов, а также 12Лп+£ (где b— ширина ребра). При наличии в плитах-настилах промежуточных ребер вводимую в расчет ширину полки можно принимать равной ее полной ширине.
При расчете изгибаемых элементов таврового сечения с полкой, располагаемой у сжатой грани, различаются два возможных случая:
1-й случай: сжатая зона целиком располагается в пределах полки (рис. V.5,a);
2-й случай: сжата не только полка, но и часть ребра (рис. V.5,6).
В 1-м случае изгибаемые элементы таврового сечения рассчитывают так же, как и элементы прямоугольного
Рис. V.5.
сечения; при этом в качестве ширины прямоугольного сечения принимают ширину полки дп.
Сжатая зона целиком располагается в пределах полки, если
Ra.yFa < Rnbnhn (V.62)
или
М < (й0 — 0,5Ап). (V.63
При расположении нейтральной оси в пределах полки в случаях, когда h п< 0,2 Ло, разрешается рассчитывать сечение по следующим приближенным формулам:
М <Яа.уГа(/г0—0,5Лп) (V.64)
и _______М______
mRa.y(h0—0,5Лп) ’ (
В 2-м случае изгибаемые элементы таврового сечения рассчитывают по формуле
+Мсв), (V.66)
где Alj — момент, воспринимаемый сжатой зоной бетона ребра и соответствующей ей частью растянутой арматуры Fai ;
Мсв — момент, воспринимаемый свесами полок и соответствующей им остальной частью растянутой арматуры Fа.св;
Mj = bx(hQ~— 0,5х)/?и; (V.67)
Мсв 0,8 (Ьл — b) hn (hQ - 0,5Ап) ₽и; bxRu
F al = д— : z^a.y 0,8(£n-6)V?„ '"а.св — р
Аа.у
(V.68)
(V.69)
(V.70)
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
73
Полная площадь сечения растянутой арматуры равна:
Л=^ + ^.св • (V.71)
При заданном расчетном моменте необходимую площадь сечения арматуры Fa при расположении нейтральной оси в ребре можно определить следующим образом:
а) подсчитывают А4Св по формуле
Мсв = 0,8 (Ьп — 6) hn (h* — 0,5Лп) /?и (V.72)
и ^а.св по формуле (V.70);
б) по величине
М Afj = — Мсв,
как для прямоугольного сечения шириной b при одиночной арматуре, вычисляют соответствующее значение Fai ;
в) по формуле (V.71) определяют Fa.
Величину расчетного момента, воспринимаемого тавровым сечением при расположении нейтральной оси в ребре при заданном значении Fa, можно определить так:
а) подсчитывают площадь сечения арматуры Га.свпо формуле (V.70) и величину 7ИСв по формуле (V.72);
б) вычисляют площадь сечения арматуры F а1 по • формуле
^1=Л-^а.св; (V.73)
в) по величине Fal, как для прямоугольного сечения шириной b при одиночной арматуре, определяют соответствующее значение М
г) по формуле (V.66) определяют величину М.
Во всех случаях, независимо от того, располагается ли нейтральная ось в пределах полки или в пределах ребра, величина наибольшего расчетного момента для тавровых сечений, в соответствии с условием (V.10) должна удовлетворять условию
М <mo,8[(6n - b) hn (ft0 -о,5йп) +0,5й/$ R„ (V.74) ИЛИ
Л4
А) — 9 < ^омакс» (^.75)
mbh20R„
где Ломакс — величина, определяемая по графику (рис. V.6).
Для тавровых сечений, армированных сварными сетками или каркасами с рабочей арматурой из холоднотянутой проволоки диаметром 5,5 мм и менее, в формуле (V.74) вместо коэффициента 0,8 принимают коэффициент 0,7, а в формуле (V.75) 7/8 Л0Макс-
Если при расчете тавровых сечений вводят коэффициент условий работы т=1,1, то в формуле (V.74) вместо коэффициента 0,8 принимают коэффициент 0,6, а в формуле (V.75) 0,75 Ломакс.
Пример 9. Дано: сборной железобетонной балкой таврового сечения должен быть воспринят расчетный изгибающий момент Af=12 тм\ размеры таврового сечения: Ь=12 см, Ьл =30 см, /г=50 см, Ап=10 см, бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4. (Яи=Ю0 кг/см2); коэффициент условий работы т=1,1.
Требуется определить необходимую площадь сечения растянутой арматуры Fa из стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 Fa.y=3 400 кг/см2, а=3 см.
Решение. Определяем по формуле (V.63) положение нейтральной оси
( ^0 0 >ЗЛп) =
= 1,1 -100 30-10 (47 — 0,5-10) = 1 386OOO^CJ4.
Так как М=12 тм < 13,86 тм, нейтральная ось расположена в полке. Сечение рассчитывают, как прямоугольное шириной 6п=30 см.
Из формулы (V.32) определяем величину
л М 1 200 000
" 1.1-30.47М00 “ ’ ;
Рис. V.6. График значений Ломакс в зависимости от о hn bn
отношении — и — для расчета тавровых сечений n b
изгибаемых и внецентренно сжатых железобетонных элементов
в табл. V.8 этому значению Ло для бетона марки 200 и #а.у = 3 400 кг/см2 соответствует р. =0,54 %.
Следовательно:
Fa = р.
л „ 30-47
0,54 -
100
= 7,Ъсм*.
100 =
Проверяем условие (V.75):
30 hn Ю
по значениям — = — =2,5 и — = — = 0,21 на гра-Ь 12 ho 47 н
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА 74 — 1 - ----- ---------- — — •
фике (рис. V.6) находим значение Ломакс=О,62
Л, — = 0,166-2,5 = 0,415 < 0,75-0,62=0,465,
ь
т. е. коэффициент т= 1,1 учтен правильно (в левой ча-Ьп
ста неравенства множитель-----поправка на расчетную
Ь
ширину сечения, а в правой части неравенства множитель 0,75 вводится согласно указанию, что при т = 1,1 коэффициент в формуле (V.74) должен быть изменен согласно указаниям, приведенным на стр. 73.
Пример 10. Дано: сборной железобетонной балкой таврового сечения должен быть воспринят расчетный изгибающий момент М = 2,97 тм, размеры таврового сечения: 6 = 10 см, Ьп — 20 см; h = 25 см; hn=8 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (Яи= 100 кг/см2).
Требуется определить необходимую площадь сечения растянутой арматуры Fa из стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 Яа.у = = 3 400 кг [см2; а = 3 см.
Требуется определить, можно ли в данном случае учесть коэффициент условий работы т=1,1.
Решение. Определяем по формуле (V.74) величину наибольшего момента, воспринимаемого сечением при заданных его размерах и при коэффициенте условий работы т«1,1; при этом в формуле (V.74) в связи с учетом /п=1,1 коэффициент 0,8, согласно указаниям на стр. 73, заменяется на 0,6.
= 0-6 [(*„- b) hn (h0--0,5Ап) +о,5 М®]ЯИ =
= 1,1-0,6 (10-8*18 4-0,5* 10-222) 100 = 254800 кгсм .
Так как
М = 2,97 тм > Ммакс = 2,548 тм,
то коэффициент условий работы т=1,1 в данном случае не может быть учтен.
При т=\ по формуле (V.74) имеем
2,548-0,8
^макс = ; < п г.- = 3,08 тм > М = 2,97 тм •
1,1-0,о
Определяем положение нейтральной оси, пользуясь формулой (V.63)
bn hn (Ао — 0»5Ап) =
= 100*20*8-18 = 288 000 кгсм = 2,88 тм .
Заданный расчетный момент Л4=2,97 гж>2,88 тм, т. е. условие (V.63) не удовлетворено, и нейтральная ось расположена в ребре.
Определяем Мсв по формуле (V.72) и Га.св по формуле (V.70)
, Мсв = 0,8 (Ьп — b) hn (hB — 0,5АП) Яи =
= 0,8.10-8*18-100 = 115 200 кгсм.
_ W(bn-b)hnRn 0,8-10*8-100
f-“ =--------------------------55S-------,'88“ '
Из формулы (V.66)
М
М} = — — Мсв = 297 000 — 115 200 « 181 800 кгсм . т
Пользуясь формулой (V.75), определяем
181 800 10-222-100
0,374
, ___________________
В табл. V.8 этому значению Л01 соответствует для бетона марки 200 и Яа.у=3 400 кг}см2—р* = 1,46%; следовательно
Fa = И ^-+Fa.CB= 1,46 + 1,88 = 5,09 см\
Пример 11. Дано: размеры сечения тавровой сборной железобетонной балки: Ь = 15 см, Ьп= 30 см, h = 50 см, hn = 10 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (£и = 100 кг/см2); продольная арматура из стали периодического профиля марки 25Г2С; согласно табл. V.5 Яа.у =3 400 кг]см2; Fa=9,4 см2; а = 3 см> коэффициент условий работы т=1,1.
Требуется определить величину наибольшего расчетного момента, воспринимаемого балкой.
Решение. Проверяем условие (V.62):
Яи bn hn = 100*30* 10 = 30 000кг < Яа.у Я* =
= 3 400-9,4 = 32000*2.
Следовательно, условие (V.62) не удовлетворено, и нейтральная ось расположена в ребре.
Определяем значения А4СВ по формуле (V.72) и Fa.ca по формуле (V.70):
А4СВ = 0,8 (Ьп — Ь) hn (Aq — 0,5Ап) Яи = = 0,8-15-10-42.100 = 504 ОООкгслс;
_ 0,8 (bn-b) hn Яи 0,8*15*10*100
-------------------------------5155-----ЗЛ5“-
Определяем Fa=F,—Га.св = 9,4—3,55=5,85 см*;
Fai 5,85
Н = -^ = — 100 = 0.83»/,;
В табл. V.8 значению p-i=0,83% для бетона марки 200 и Яа.у =3 400 кг)см2 соответствует Л01 =0,241.
По формуле (V.32)
А4, = Л01 bhl = 0,241 • 15-472-100=800 ОООкесм:
По формуле (V.66)
М = т (Mj + Мсв) = 1,1 (8 4-5,04) = 14,34 тм.
Проверяем условие (V.74) при учете коэффициента условий работы /п=1,1
Ммакс = 'я-°-6 [(*n-6) Ап (Ло~ 0-5М + 0.56Л2] ₽и =
= 1,1*0,6(15-10*42 4-0.5-15-472)100 = 15тле;
М=14,34 тм<Ммакс=15 тм, т. е. условие (V.74) удовлетворено и коэффициент т=1,1 учтен правильно.
д) Расчет прочности наклонных сечений изгибаемых элементов по моменту и поперечной силе
Наклонные сечения железобетонных элементов рассчитывают:
а) по изгибающему моменту (рис. V.7)—по формуле
М <тЯа.у (Faz4-SFo^o4-SFx2x); (V. 76)
б) по поперечной силе (рис. V.7) — по формуле
Q < т [Яа.у (2 Fq sin а 4- S Fx) 4" Об] , (V. 77) где Q — расчетная поперечная сила;
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
75
Qq — проекция предельного усилия в бетоне сжатой зоны в наклонном сечении на нормаль к оси элемента;
Fo — площадь сечения всех отогнутых стержней, расположенных в одной наклонной к оси элемента плоскости;
Fx — площадь сечения всех ветвей хомутов, расположенных в одной плоскости, нормальной к оси элемента;
z; Z9 и — расстояния от центра тяжести сечения соответственно продольной растянутой арматуры, отогнутых стержней и хомутов до центра тяжести сжатой зоны;
а—угол наклона отогнутых стержней к оси элемента;
т — коэффициент условий работы.
Предельную поперечную силу Qx.6» воспринимаемую бетоном сжатой зоны и хомутами (без отгибов) в невыгоднейшем наклонном сечении элементов прямоугольного или таврового сечения, определяют по формуле
Qx.6 = / 0,6/?н6й^х ,
(V. 80)
где ^х— предельное усилие в хомутах на единицу длины элемента.
Предельное усилие в хомутах на единицу длины элемента определяют по формуле
Яа.у/х п q*——
(V. 81)
где fx — площадь сечения одной ветви хомутов;
п — число ветвей хомутов в одном сечении элемента;
а — расстояние между хомутами, по длине элемента;
/?а.у — принимается по табл. V.5.
Величина проекции длины невыгоднейшего наклонного сечения на ось элемента составляет
р,15^₽и
<7х
(V.82)
В случае армирования изгибаемых элементов только нормальными к оси элемента хомутами (т. е. без отогнутых стержней) величину наибольшей расчетной поперечной силы, воспринимаемую элементом при заданных площади сечения и шаге хомутов, определяют по формуле
При наличии в элементе арматур из стали разных марок площадь сечения каждой*из арматур вводят в рас-
Q = ^Qx.6 •
(V. 83)
чет с соответствующим условным расчетным сопротивлением Fa.y .
Значение проекции предельного усилия в бетоне сжатой зоны любого наклонного сечения на нормаль к
Усилие <7Х, которое должно быть воспринято хомутами на единицу длины элемента, при отсутствии отогну-
оси элемента прямоугольного, таврового, двутаврового (коробчатого) и кольцевого сечения определяют по фор-
муле
0,15М^и
<?б =---------
(V. 78)
где b — ширина прямоугольного сечения, ширина ребра таврового и двутаврового сечения, двойная толщина стенки кольцевого или коробчатого сечения;
с — длина проекции всего наклонного сечения на ось элемента (рис. V.7).
Расчет по поперечной силе следует производить, если не удовлетворено условие
Q<mRpbh0, (V.79)
причем этот расчет производится в следующих сечениях по длине элемента:
а) в сечениях, проходящих через грань опоры (рис. V.8,a);
б) в сечениях, проходящих через начала отгибов, расположенные в растянутой зоне (рис. V.8,6);
в) в сечениях, проходящих через расположенные в растянутой зоне точки (границы) изменения интенсивности постановки хомутов (рис. V.8,a).
Величину наибольшей поперечной силы от расчетных нагрузок следует принимать из условия
Q < /п-0,25дЛоЯи. (V.79a)
тых стержней, согласно формулам (V.80) и (V.83), равно <
0,66^ R, '
(V. 84)
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
76
Площадь сечения хомутов, достаточная для восприятия усилия <7х, определяют из формулы (V.81)
о,1Яиы$
U~m Q
(V.91)
При заданных площади сечения и шаге хомутов величину Qx.6 определяют, пользуясь формулами (V.80) и (V.81). Если найденное значение Qx.6 не удовлетворяет условию
Сх б > “ . (V. 86)
т
то необходимы отогнутые стержни.
В этом случае площадь сечения отгибов в первой от опоры плоскости (рис. 8) определяют по формуле
и
Значения приведены в табл. V.9. «о
Таблица V.9
----— Qx.6 т
Ли = Ъ '• ’
/<а.у Sin а во второй от опоры плоскости (рис. V.8)
Qi п — — Qx.6
F ________________
02 /?a.ySina в каждой из последующих плоскостей 0,1-1 п ---------------------------— Qx.6 т
AL.y sin а
(V. 87)
(V. 88)
(V. 89)
—
где Qon — расчетная поперечная сила у грани опоры; Qi — расчетная поперечная сила в сечении, проходящем через нижнюю точку первой (по отношению к опоре) плоскости отогнутых стержней;
Qn_\—расчетная поперечная сила в сечении, проходящем через нижнюю точку п—1 (по отношению к опоре) плоскости отогнутых стержней.
При армировании изгибаемых элементов одними наклонными хомутами величину расчетной поперечной силы, воспринимаемой элементом при заданной площади сечения и шаге наклонных хомутов, определяют по формуле
Q = mQx,6 = т []/~0,6bhl Rn sin а — hQ cos a] ,(V.9O)
где q*—величина, определяемая по формуле (V.81) при расстоянии а между наклонными хомутами, измеряемом по продольной оси элемента;
« —угол наклона хомутов к оси элемента.
В изгибаемых элементах, находящихся под действием только одной сплошной нагрузки (например, давления грунта, гидростатического давления и т п.), т. е. для таких случаев, когда действие сплошной нагрузки имеет место на протяжении всего пролета, в формулах (V.80), (V.82) и (V.84) вместо q* можно принимать величину <7х+—, где р — интенсивность расчетной сплошной на-т
грузки на 1 пог. м рассматриваемого элемента.
Расстояние между хомутами, а также между концом предыдущего и началом последующего (по отношению к опоре) отгиба, в тех случаях, когда хомуты и отгибы требуются по расчету, должно быть не более величины и, определяемой по формуле
Для облегчения расчета хомутов на рис. V.9—V.12 приведены вспомогательные графики (разработаны Н. Л. Табенкиным).
Расчет наклонных сечений по изгибающему моменту» т. е. по формуле (V.76) можно не производить, если:
а) расположение отгибов удовлетворяет требованиям п. 168 (8.15) НиТУ 123-55, приведенным в п. 3 § 4 этой главы (см. стр. 89—90);
б) удовлетворено условие (V.79);
в) вся продольная арматура доведена до опоры и продолжена за ее грань не менее, чем требуется п. 144, НиТУ 123-55 (см. п. 2 § 4 настоящей главы).
При обрыве продольных растянутых стержней в пролете они должны быть заведены за вертикальное сечение, в котором они не требуются по расчету на длину w, определяемую по формуле (V.92), но не менее чем на 20d;
-J-QOT /
W =-------------+ 5Лт (V. 92)
2<?х
где Q — расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня;
Qot — поперечная сила, воспринимаемая отгибами в том же месте;
7х—усилие, воспринимаемое хомутами, определяемое по формуле (V.81); при этом /?а.у в формуле (V.81) принимается по графе 10 табл. V.5;
d — диаметр обрываемых стержней.
В однопролетных балках, армированных сварными каркасами и рассчитываемых только на равномерно распределенную нагрузку, рабочую продольную арматуру в соответствии с формулой (V.92) можно обрывать:
а) в количестве У< от всей площади сечения арматуры на расстоянии от опоры
х = 0,25 (1 — 0,5 ₽) I — 5d; (V. 93)
б) в количестве Уз от всей площади сечения на расстоянии от опоры
х = 0,25(0,8—0,6°)/ — 5d; (V. 94)
в) в количестве Уг от всей площади сечения на расстоянии от опоры
jr = 0,25(0,6 —0,7р) / — 5rf, (V. 95)
где
g+P я*
(V. 96)
g-±-p — полная (постоянная и временная) равномерно распределенная нагрузка на 1 пог. м балки;
I — пролет балки.
_U____I I. I I I I » I__L_J____|_J_1—1____I I I.—I-----1 I I ..1—
52 k8 44 447 36 32 28 24 20 16 12 8
I > I 1 I I I I I . I 1 I I I l I 1 I 11 1 1 1 I I L l-J--|_J_
70 66 62 58 5k 50 k6 42 38 3k 30 26 22 18 1k Ю
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
M300
MkOO
Рис. V.10. График для расчета хомутов (поперечных стержней) изги-
баемых железобетонных элементов при Яа.у = 1 900 кв!см1
Illi I I -I L I L I 1 .1 J I I. I J I I I I ) 1 J 1-1 J- I—I—L 70 66 62 58 54 50 46 42 38 34 30 26 22 18 14 10
M400
Рис. V.ll.Трафик для' расчета хомутов (поперечных стержней) изги-
баемых железобетонных элементов при /?а.у == 2 100 кг [см*
00
Шаг Диан a d
•—L-—।—J—1—J---‘—I-!—I-1—I--1—I—।__I_I—I—।--1_।_______I_1_I_L-J МЗПО
52 k8 kk k0 36 32 28 2k 20 16 12 8
•J—I—L—l—I—(—I-<-1—L-J-L_J-1_I-L-J-L-J-1—I—JJ-L-J-L_J_I-1-1—I_I— MkOO
70 66 62 58 5k 50 46 42 38 3k 30 26 22 18Ik10
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Рис. V.12. График для расчета хомутов (поперечных стержней) изги-
баемих желе юбетониых элементов при /?в.у = 2 700 к-г^см*
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
79
Размеры сечений коротких консолей следует, как правило, назначать так, чтобы было соблюдено условие (V.79), Если высота консоли ограничена и условие (V.79) не может быть выполнено, то допускается меньшая высота консоли, однако во всех случаях должно быть удовлетворено условие:
р
Q<m—-bfh. (V. 97)
6
При соблюдении условия (V.79) арматуру в коротких консолях ставят конструктивно. При несоблюдении условия (79) в коротких консолях должны быть предусмотрены определяемые расчетом отогнутые стержни, площадь сечения которых можно определить по формуле:
2sinazw/?a,y
(V.98)
где и—угол наклона отогнутых стержней к верхней грани консоли.
• ♦ •
Пример 12. Дано: поперечная сила на опоре сборной железобетонной балки от расчетных нагрузок Q=7 г; размеры сечения балки: ширина 6=12 см, высота h= =30 см, h0—27 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (₽и=100 кг/см2, ₽р=6,4 кг/см2); поперечная арматура в виде поперечных стержней одиночного каркаса выполнена из стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 /?а.у= 2 700 кг1см2; коэффициент условий работы /п=1,1.
Требуется определить площадь сечения и шаг хомутов.
Решение. Проверяем условие (V.79):
/тг/?р 6А0 = 1,1-6,4-12-27 = 2280кг .
Так как 7 000 кг>2 280 кг, то поперечная арматура (хомуты) должна быть назначена по расчету.
По формуле (V.84) имеем
/Q\a / 7 000 \а
\ /и / I 1Л /
О.бЫ^Яи- 0,6- 12-27М00 Кг'СМ‘
Принимаем хомуты диаметром 6 мм; требуемый шаг —из формулы (V.85);
nf^Ra.y 1-0,283-2 700
а = — - ау =---------—-------= Ю см
Q* 77
(здесь п — количество ветвей хомутов).
При расчете с помощью номограммы (V.12) определяем значение
mbhQ 1,1-12-27
Через точку пересечения вертикали, проходящей через 19,6 на шкале для бетона марки 200, с кривой М200 проводим горизонталь до пересечения с наклонной прямой для ширины балки 6=12 см.
Через эту точку проводим вертикаль. Ближайшим значением при одноветвевых хомутах левее вертикали являются поперечные стержни диаметром 6 мм при шаге 10 см. Ход расчета показан на графике пунктиром.
Пример 13. Дано: поперечная арматура в сборной железобетонной балке предусмотрена в виде двухветвевых хомутов диаметром 6 мм из обычной круглой стали марки Ст.3 (₽а.у=1 700 кг/см2); шаг хомутов а=15 см; размеры сечения балки: 6=20 см, Яо=37 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (/?и=100 кг/см2};
Требуется определить величину наибольшей расчетной поперечной силы, воспринимаемой балкой при коэффициенте условий работы т=1,1.
Решение. Определяем величину по формуле
Яв.уАп 1700.0,283-2 а ~ 15
= 63,5 кг[см = 6,35 т^м .
Определяется значение Q по формулам (V.80) а (V.83):
<2 = 1,1 ]Л),6-0,2-0,37М 000-6,35 = 11,22т .
При применении графика (рис. V.9) через точку пересечения вертикали, проходящей через границу двухветвевых хомутов диаметром 6 мм при шаге 150 мм с наклонной линией, соответствующей ширине 6 = 20 см, проводим горизонталь до пересечения с кривой М 200. Вертикаль, проведенная через эту точку пересечения, проходит на шкале для бетона М 200 через значение = 13,8.
Вычисляем
Q =/71 е 660 = 1.1*13,8-20-37 = 11 220кг = 11,22 т .
4. Внецентренно сжатые элементы
а) Общие положения расчета
При расчете нормальных сечений внецентренно сжатых элементов различают два случая внецентренного сжатия.
1-й случай внецентренного сжатия — в сечении одновременно имеются сжимающие и растягивающие напряжения; при этом исходят из условия, что усилия в растянутой зоне сечения полностью воспринимаются продольной арматурой Га, напряжение в которой принимается в расчетном предельном состоянии равным величине расчетного сопротивления для растянутой арматуры (^а.у). Усилия в сжатой зоне сечения воспринимаются бетоном и арматурой Fa; при этом в расчетном предельном состоянии напряжение в бетоне сжатой зоны принимается распределенным равномерно по высоте сжатой зоны (прямоугольная эпюра) и равным расчетному сопротивлению сжатию бетона при изгибе (Rh); напряжение в расположенной в. сжатой зоне продольной арматуре Fa принимается в расчетном предельном состоянии равным расчетному сопротивлению для сжатой арматуры (Яа.у).
На основании этих положений можно записать условие равновесия (рис. V.13) — равенство нулю суммы проекций всех сил на ось элемента, которое имеет вид
N^rn(RaF6 + Ra.yF;-RiyFt)-, (V.99) при этом положение нейтральной оси можно определить из условия равенства нулю суммы моментов внешних и внутренних сил.
При определении площади сечения арматуры по заданным внешним усилиям положение нейтральной оси можно определить из условия
Ne = т [/?и S6 + Ra ,у F, (Ло- а )] , (V.; 100)
При определении несущей способности по заданным площадям сечения арматуры Fa Fa положение нейтральной оси можно определить из условия
S6 N ± К ‘ - *а.у Fа 6 = °- Ю1)
В формулах (V.99)—(V.101):
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА оО Ь — — . - — - - - . . . —----- .
S6N—статический момент площади сечения сжатой зоны бетона Гб относительно точки приложения силы N;
— статический момент площади сжатой зоны бетона относительно центра тяжести сечения арматуры Fa;
«— расстояние от центра тяжести арматуры Га до точки приложения силы N;
h
г = е0+ — — a; (V.lOla)
е'— то же, от центра тяжести сечения арматуры Га;
е' = е — (Ао — а') . (V. 1016)
В формуле (V.101) знак плюс принимают, если продоль-
ная сила N приложена за пределами расстояния между центрами тяжести сечения арматур и Га ; знак минус— если продольная сила приложена между центрами тяжести арматур Га и F'.
2-й случай внецентренного сжатия — в сечении имеются только сжимающие напряжения или сжимающие и растягивающие; при этом как в том, так и в другом случае в расчетном предельном состоянии напряжения в арматуре Га не достигают величины расчетного сопротивления.
В основу расчета внецентренно сжатых элементов, работающих в условиях 2-го случая, положена закономерность, найденная экспериментальным путем и заключающаяся в том, что момент от сжимающего усилия в бетоне А^б относительно менее напряженной грани сечения может с достаточной для практических расчетов точностью
считаться величиной постоянной, независящей от величины эксцентрицитета и равной, как и при центральном сжатии,
М) zo — ЯпР Г*у ;
(V. 102)
здесь F — площадь поперечного сечения элемента;
у — расстояние от центра тяжести сечения до его менее сжатой грани;
26 — расстояние от равнодействующей сжимающих усилий в бетоне до менее сжатой грани сечения.
С несколько меньшей точностью можно вместо расстояний до менее сжатой грани сечения принять расстояние до центра тяжести площади сечения арматуры Fa, тогда
N6z = /?npS0 • (V. ЮЗ)
При этом допущении уравнение моментов внешних и внутренних сил относительно центра тяжести сечения арматуры Га имеет вид (рис. V.14).
№ = m [Япр So + ₽а у F; (h0 - а’)] . (V. 104)
При малых эксцентрицитетах (когда продольная сила # приложена между центрами тяжести сечения ар матур Га и Га) и при значительном превышении сечения сжатой арматуры Га по сравнению с сечением арматуры Га более невыгодными могут оказаться условия работы арматуры Га.
В связи с этим в таких случаях необходимо проверить, достаточна ли площадь сечения арматуры Га, работающей в этом случае на сжатие. Такая проверка может быть произведена путем составления уравнения моментов внешних и внутренних сил относительно центра тяжести сечения арматуры Га, т. е. по формуле
№' = т[/?Пр$о + *а.уМлО-а')] > (V-105> где SQ — статический момент площади всего рабочего сечения бетона относительно центра тяжести сечения арматуры Га.
Из сопоставления расчетной формулы (V.100) для 1-го случая внецентренного сжатия с формулой (V.104) для 2-го случая следует, что одинаковая несущая способность сечений, работающих по 1-му и 2-му случаям, будет при
*И 5б + *а.у (Ао— а') = Япр so + Яа.у f; (ло-а)
ИЛИ
*5*6 = Япр » (V • Юб)
так как /?пр=0,8Яи. то условие, при котором результаты расчета по формулам для 1-го и 2-го случаев внецентренного сжатия будут одинаковы, может быть записано в следующем виде
S6 = O,8So. (V. 107)
Это условие принято в нормах и технических условиях проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55) в качестве граничного для 1-го и 2-го случаев внецентренного сжатия.
Таким образом, 1-й случай внецентренного сжатия имеет место при
$б<0,8£0; (V. 108)
2-й случай — при
S6>O,8So. (V. 109)
Из условия (107) следует, что наибольший расчетный момент, воспринимаемый бетоном сжатой зоны как в 1-м, так и во 2-м случаях внецентренного сжатия, равен
Мб = 0,8 So Яи. (V. ПО)
В связи с этим во всех случаях, когда
Ne > mO,8So/?„; (V. Ill)
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
81
площадь сечения арматуры F' независимо от того, какой случай внецентренного сжатия имеет место, должна назначаться не менее величины, определимой по формуле
£ — 0,8 «$о /?и » т F в--------------------
^?а.у (^о — а )
Для сечений, работающих в условиях необходимо соблюдение условия
Z < Ло — а' .
_ а'
Если при больших значениях выполнение условия
(V.113) приводит к уменьшению несущей способности сечения, определяемой без учета сжатой арматуры, то сжатую арматуру в расчете не учитывают.
Для тавровых сечений с полкой, расположенной у менее сжатой или растянутой грани, наибольшую ширину полки, вводимую в расчет, определяют из условия, чтобы статический момент всей рабочей площади таврового сечения не превышал более чем на 10% статический момент прямоугольной части поперечного сечения, т. е.
So< 0,55 6ft2. (V. 114)
б) Учет влияния гибкости внецентренно сжатых элементов
Расчет гибких внецентренно сжатых железобетонных элементов в плоскости действия момента производят с учетом влияния прогиба элемента на величину эксцентрицитета продольной силы.
Помимо учета гибкости, в плоскости действия момента должна быть произведена проверка на устойчивость в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, как для элемента, работающего на осевое сжатие (без учета изгибающего момента),
Влияние прогиба элемента можно учитывать умножением эксцентрицитета продольного усилия относительно центра тяжести сечения на коэффициент определяемый по следующим формулам:
а) для сечений любой формы
1_____________
N / /о \2 ’’ m-4 800/?HF \ г /
б) для прямоугольных сечений __________________1_________.
1-—-— т-400\ h )
(V. 115)
(V. 116)
Влияние прогиба можно не учитывать в следующих случаях:
а) для сечений любой формы — при —- < 35;
б) для прямоугольных сечений — при < 10; fi
в) для круглых и кольцевых сечений — при < 8;
г) для тавровых и симметричных двутавровых сечений — при ““ < 35».
6 Зак. 2065
Значения коэффициента » для тавровых сечений принимают по табл. V.10, а для симметричных двутавровых сечений по табл. V.11.
(V. 112)
1-го случая,
(V. 113)
Таблица V.10
Значения коэффициента » для тавровых сечеиий
П T Значения коэффициента v при—равном
2 3 5 10 15 20
0,10 0,30 0,33 0,32 0,31 0,29 0,27
0,20 0,30 0,31 0,29 0,26 0,23 0,21
0,30 0,30 0,30 0,27 0,23 0,20 0,19
0,40 0,29 0,28 0,25 0,21 0,19 0,18
0,50 0,27 0,26 0,23 0,20 0,19 —
Таблица V.11
Значения коэффициента » для симметричных двутавровых сечений
hn h Значения коэффициента v пр bn и равном b
21 1 31 1 4 5 1 6 1 8 10 12 15
0,10 0,32 0,34 0,36 0.37 0,38 0,39 0,40 0,41 0,42
0,15 0,33 0,35 0,36 0,37 0,38 0,39 0,39 0,40 0,41
0,20 0,33 0,35 0,36 0,36 0,37 0,38 0,38 0,39 0,39
0,25 0,32 0,34 0,35 0,35 0,36 0,36 0,37 0,37 0,37
0,30 0,32 0,33 0,34 0,34 0,34 0,35 0,35 0,35 0,35
0,35 0,31 0,32 0,33 0,33 0,33 0,33 0,33 0,34 0,34
Расчетную длину внецентренно сжатых элементов принимают в соответствии с указаниями, приведенными в п. 1 § 3 (стр. 66) этой главы для центрально сжатых элементов.
в) Элементы прямоугольного сечения
Применительно к элементам прямоугольного сечения формулы (V.99)— (V.101) для 1-го случая внецентренного сжатия принимают соответственно следующий вид (рис. V.15):
W = m(/?Hbx + ^a,yF;-^.yF.); (V. 117)
Ne==m + ^а.у f а (Ло—а )]: • 118>
_ / х \
R„ bx\e — ht> + — I ±
±*a.yfy-V.* = °- <V119)
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
82
Знак плюс или минус в формуле (V.119) принимают в соответствии с указанием, приведенным для формулы (V.101).
В соответствии с условием (V.113) высота сжатой зоны должна удовлетворять условию
х>2а'. (V. 120)
Для 2-го случая внецентренного сжатия формулы (V.104) и (V.105) для элементов прямоугольного сечения принимают вид
№ = mfO(5/?np^ + ^yF;(Ao-a')]; (V. 121)
Ne' = т [0,5/?пр6ft0 + /?а<у Fa (ft0-a')] . (V. 122) af
Если при больших значениях — выполнение усло-Ло
вия (V.120) приводит к уменьшению несущей способности по сравнению с расчетом без учета сжатой арматуры, то сжатую арматуру в расчете не учитывают; это имеет место при х0 < 2 а', где х0 — высота сжатой зоны при учете только растянутой арматуры.
Применительно к элементам прямоугольного сечения граница между 1-м и 2-м случаями внецентренного сжатия, определяемая условием (V.107), соответствует высоте сжатой зоны
х = 0,55 /?о;
1-й случай внецентренного сжатия при х < 0,55Ло;
2-й случай при
х > 0,55 ho .
(V. 123)
(V.124)
(V. 125)
Из условия (V.123) следует, что наибольший расчетный момент, воспринимаемый бетоном сжатой зоны в 1-м и во 2-м случаях внецентренного сжатия, равен
Me = 0,4Mg*„. (V. 126)
Определение площади сечения арматуры по заданным внешним усилиям. В соответствии с формулой (V.126) независимо от того, какой случай внецентренного сжатия имеет место, площадь сечения арматуры Fa должна назначаться не менее величины, определяемой по формуле
/V 9
— e-0,4b^R„
Для определения площади сечения арматуры Fa необходимо установить, какой случай внецентренного сжатия имеет место.
На основе анализа расчетных формул для 1-го и 2-го случаев внецентренного сжатия оказалось возможным дать ряд рекомендаций, позволяющих в большинстве встречающихся на практике случаев расчета вне-центренно сжатых элементов прямоугольною сечения, отказаться от выяснения вопроса о том, какой случай имеет место.
Установлено, что площадь сечения арматуры F& можно определять по формулам для 1-го случая внецентренного сжатия во всех случаях, когда
еоч > 0,ЗЛо • (V. 128)
Если
^о^>О,ЗЛо. (V. 129)
то площадь сечения арматуры Fa можно назначать по конструктивным соображениям в количестве не менее 0,2% от площади расчетного сечения бетона; что объясняется тем, что при расчете по формулам 1-го или 2-го случая площадь сечения арматуры F* получается менее требуемого минимального процента армирования, за исключением случаев, указанных ниже, для которых необходима дополнительная проверка.
Дополнительная проверка площади сечения арматуры Fa необходима
1) при
го<0,15Ло (V. 130)
для любой арматуры, кроме арматуры периодического профиля из стали марки 25Г2С;
2) при
eo<0,2ho (V. 130а>
для арматуры периодического профиля из стали марки’ 25Г2С;
3) для любой арматуры при бетонах марок ниже 150, если площадь сечения сжатой арматуры Fa более 2%.
Дополнительную проверку площади сечения арматуры F в этих случаях производят по формуле
К '2
~(Ао~ в —a')-C,4Wi0 \
Яа.у (Йо — а )
При
е0> 0,3h9
(V. 131)
(V.132)
площадь сечения арматуры Fa должна определяться расчетом.
Если площадь сечения сжатой арматуры F а не задана, а определена по формуле (V.127) и ее не увеличивают по конструктивным или иным соображениям в сравнении с величиной, полученной по этой формуле, то площадь сечения арматуры Fa определяют по следующей формуле
АГ
0,555Ло Яи — —
Fa =----------------— + Fi . (V. 133)
Если необходимо увеличить плошадь сечения сжатой арматуры Fa в сравнении с величиной, полученной по формуле (V.127), а также если площадь сечения сжатой арматуры задана, то по аналогии с расчетом изгибаемых элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой определяют момент /Иа, воспринимаемый сжатой арматурой и соответствующей ей частью растянутой арматуры по формуле
K = ^^a.y(Ao-a’)- <V. 134)
Далее определяют момент ЛТр воспринимаемый сжатой зоной бетона и соответствующей растянутой арматурой F а1 по формуле
=------— М' (V. 135)
1 т а
По моменту Afj, как и для прямоугольного сечения с одиночной арматурой, вычисляют величину
А
01 ЧЧ
(V. 136>
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
83
теперь цр табл. V.8 находят значение или ai и определяют Fai по формуле
= (V. 137)
ИЛИ
Fai—iMoHr5-, (V. 138)
*ха.у
а полную площадь сечения растянутой арматуры определяют по формуле:
(v.w.
Величина Ло( должна удовлетворять условию:
Л01 < 0,4; (V.140)
если условие (V.140) не удовлетворено, то это свидетельствует о том, что площадь сечения арматуры Fa недостаточна.
Если высота сжатой зоны не удовлетворяет условию
х > 2а'
(V. 141)
или условию
х 2а'
ат =s --- > -----
Aq Aq
(V. 142)
то площадь сечения арматуры F а определяют по формуле
N / е \
Fa = -^~ ~----------Г-Ч • (V. 143)
п«ча,у \ Ао — а /
а'
При больших значениях В' = — в случаях, когда
Ао
— е < 2а' (hQ — а') bRa , т
(V. 144)
При несоблюдении условия (V.147) величину N определяют по формуле (V.117) для 1-го случая внецентренного сжатия.
Значение величины х — высоты сжатой зоны — можно определить из уравнения (V. 119); решая это уравнение, получим:
-1/
х = fto— е + I/ (fto—е)Ч-------—---------. (V. 148)
аКи.у
В формуле (V.148) под корнем знак минус принимают при е>А0—а', а знак плюс — при е<Ао—а'.
Если величина х, определенная по формуле (V.148), не удовлетворяет условию х>2а', то величину расчетной продольной силы, воспринимаемой сечением, следует определять по формуле
л, = тГа^НЛо-£) (V 149)
е— (Ао — а')
а*
При больших значениях Ь'= — в случаях, когда Ао
х0<2а' (здесь х0— высота сжатой зоны, определяемая без учета имеющейся сжатой арматуры), величину продольной силы определяют по формуле
W = т (Ьхь /?и - Fa Яа.у); (V. 150)
величину Хо можно определить по формуле (V.148), принимая в ней Га =0.
При малых эксцентрицитетах в случаях, указанных на стр. 82, необходима дополнительная проверка величины N по формуле
N = т--яу—°-----------------—— . (V. 151)
е'
При этом в качестве окончательного (расчетного) значения величины W принимают меньшее из двух значений, вычисленных по формулам (V.146) и (V.151).
площадь сечения арматуры Га определяют без учета сжатой арматуры по формуле
N / е mRa.y \ ?А0
(V. 145)
где *(А0=г — плечо внутренней пары сил, определяемое так же, как и для изгибаемого элемента с одиночной арматурой по моменту М = We.
Определение несущей способности элемента по заданным площадям сечения арматуры. Величину расчетной продольной силы N, воспринимаемой сечением при заданных его размерах, эксцентрицитете е0, площадях сечения арматуры Fa и Га определяют первоначально по формуле
V m г^а.у(Лв-«') + 0.^₽и
W =т----------------------------— . (V. 146)
Значение W, полученное по формуле (V.146), равно действительной величине расчетной продольной силы, воспринимаемой сечением, если имеет место 2-й случай внецентренного сжатия, т. е. когда W удовлетворяет условию
— ~(fa - *a.y > °«55 Ч • (V. 147)
Пример 14. Дано: железобетонная колонна прямоугольного сечения; расчетная высота колонны /о=6,4 лс; размеры сечения А=30 см, h=4Q см\ расчетная продольная сила W=31 г; расчетный изгибающий момент АГ= = 13,9 тм\ бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (7?и = Ю0 кг/см2); коэффициент условий работы т=1; а=а'=3,5 см.
Требуется определить площадь сечения арматуры Fa и Fa из стали периодического профиля марки 25Г2С. согласно табл. V.5 Яа.у = 3 400 кг/см2.
10 6,4
Решение. Имеем — = —- = 16 > 10, поэтому А 0,40
необходим учет гибкости
По формуле (V.116) определяем коэффициент для чего вычисляем
W 31000 п, =-------=------------= 0,258
1 R„F6 100-30-40
nt /_Zo \а 0,258 / 6,4 \2
400 \ h J ~ 400 \0,4j
6*.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ
СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
84
Из формулы (V.lOla) имеем
* = 71 + ~2 ~Л =^'U + Т' ~3’5 = 70 СМ ’
Определяем Fa по формуле (V.127),
— е — О,4&Ло₽и t т
у (*о а )
31000-70 —0,4-30-36,5М00 е п =--------------------------=5,09 см*'
3400(36,5 — 3,5)
Принимаем 2 018 мм (Fа =5,09 см2).
Площадь сечения арматуры F определяем по формуле (V.133).
0,55 bhQ Rh---
т
₽а.у
31 000
0,55-30-36,5-100 — —-—
4-5,09= 13,7 cjk2.
3 400
Пример 15. Дано: для предыдущего примера вместо Fa = 5,09, предусмотрено Fa=10,18 см2.
Требуется определить площадь сечения арматуры Fa.
Решение. Определяем величину по формуле (V.135) *
Ne
М> =-------— AL =31 000-70 — 10,18- х
1 т а
X з400 (36,5 — 3,5) = 1 030000кгсм . вычисляем значение До( по формуле (V.136).
1 030 000
Л°' MX 30-36,5». 100 °’258'
В табл. V.8 этому значению 401 для бетона марки 200 и /?а.у=34 000 кг)см2 соответствует =0,9%.
Площадь сечения арматуры Fa определяем по формуле (V.139)
г г с' N - 0,9-30-36,5 ,
П1/\а.у 100
Пример 16. Дано: железобетонная колонна прямоугольного сечения; расчетная высота колонны /о=7,2 м; размеры сечения: д=40 см, А=60 см; бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V. 4 (FH=100 кг/слс2); арматура Fa =5,09 см2 и F'=15,2 см2 из стали периодического профиля марки Ст. 5, согласно табл. V.5 /?а.у=2 400 кг/сл2; а=а'=4 см; коэффициент условий работы т—\.
Требуется определить величину наибольшей продольной силы N, воспринимаемой сечением при эксцентрицитете е0=12 см.
Решение. Определяем значение V по формуле (V.146), причем в первом приближении гибкость не учитываем (т) =1):
По формуле (V.lOla) имеем:
е = (?0 + -|- —а' = 12 +-у- —4 = 38сж;
(Ао~Д')+0.4^₽и
N = т
е
15,2-2 400 (56 — 4) + 0,4.40-56».100 -------------------------------------= 1 ох 1гJU KZ .
= 1,41 .
38
Вычисляем по формуле (V.116) величину коэффициента при N= 182 000 кг:
N / /о У =
400 RHF k h )
________________1
182 000
400-100-40-56
При учете коэффициента величина N уменьшится по отношению к значению, полученному при =1, поэтому значение т) принимаем несколько меньшим, а именно ц = 1,34.
Следовательно,
60 е = 12 1,34 + — — 4 ='42 см.
Вводим поправку на уточненное значение коэффициента
182000 tf = -* L—--38 = 164 000 кг.
42
Проверяем по формуле (V.116) принятое значение
Т =------------------------«1,34.
164 000 / 7,2\»
400-100.40-56 \0,б/
Проверяем условие (V.147):
—-(F’,-Ft} R = 164000 — т а-у
- (15,2 - 5,09) 2 400 = 139 700 кг , 0,55 bheRlt = 0,55-40.56-100 = 124 000кг < 139 700 кг,
т. е. условие (V.147) соблюдено и, следовательно, значение М)=164 т соответствует действительному.
Пример 17. Дано: железобетонная колонна прямоугольного сечения; расчетная высота колонны Zo= = 5,8 м; размеры сечения: Ь = 40 см, h = 60 см, бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (/?и=100 кг/см2)-, арматура Fa = 15,2 см2, Fa = =5,09 см2 из стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 R .у =3 400 кг/см2; а=а'= =4 см; коэффициент условий работы т=\.
Требуется определить величину наибольшей возможной продольной силы при эксцентрицитете ео=5О см.
Решение. Имеем 9 7 < ю поэтому
h 0,6 J
гибкость не учитывается, т. е. iq = I.
Определяем по формуле (V.lOla):
. h . 60
с = + “X” — а = 50 -|—— — 4 — 76 см;
л^а*9 qosA
Ка22ЧООкг/см
Рис. V.16. График для расчета внецентренно сжатых железобетонных элементов прямоугольного сечения с симметричной арматурой при а1=а1 = 0,05^
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Рис. V. 17. График для расчета внецентренно сжатых железобетонных элементов прямоугольного се-\чения с симметричной арматурой при a|=aj=0,08 h
00 Сл
ГЛАВА V РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА 86 ==— ——=—------------------- ’ -----------
по формуле (V. 1016):
е' = е — — а) = 76-(56 — 4) =24 см.
Определяем значение х по формуле (V.148)
/2(Fae-fF'ae')Ra.y (ha-e)*+ bR*
/' 2(15,2- 76—5,09 • 24)3400
(56-76)2+ --------
= 26,5 см.
По формуле (V.150) получаем
# = т (R^bx + Ra.yFa' Ra-yFa) =
= 100-40-26,5 + 3 400-5,09 — 3400-15,2 = 71 600 кг.
Так как
0,55бЛоЯи = 124000кг > 71 600кг,
величина М=71 600 кг найдена по формуле (V.117) пра-ВИЛпУямоугольное сечение с симметричной арматурой при внецентренном сжатии рассчитывают следующим образом.
I) При
—------- <0,55 (V.152)
mbhoRn
площадь сечения арматуры Fa=Fa определяют по фор-
муле
е — Ло(1— 0,5—I , \_______rnbh^R^ / N
F»=Fa=. hb—а' ™Ra-y
а при
N 2а'
--------< —
mbhoRn h0
(V.153)
(V.154)
матуре, определяют так же, как и при несимметричной арматуре по формуле (V146).
Значение N, полученное по формуле (V.146), равно действительной величине расчетной продольной силы, воспринимаемой сечением, если удовлетворено следующее условие:
AZ >О,556ЛОЯИ, (V. 159)
в противном случае значение N следует вновь определить по формуле
NmxbRu, (V.160)
где х — высота сжатой зоны бетона, определяемая по формуле
x=h0 - е + I / (йо-г)2+2 F^^a^ . (V. 161)
Если полученное значение х удовлетворяет условию х < 2а', то величину N так же, как и при несимметричной арматуре, следует определить по формуле (V.149), а в случае, когда f h0—а'
х < 2а-------— величина ТУ, как и при несимметрич-
е
ной арматуре, должна быть определена по формуле (V.150).
При расчете внецентренно сжатых элементов прямоугольного сечения с симметричной арматурой рекомендуется пользоваться графиками, приведенными на рис. V.16 и V.17.
Пример 18. Дано: железобетонная колонна прямоугольного сечения; расчетная высота /о = 6 м\ размеры сечения 6=35 см, 6=50 см-, расчетная продольная сила N = 70 т; расчетный изгибающий момент М = = 20 тм\ бетон марки 200; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4 (RK = 100 кг/см2)-, коэффициент условий работы m = 1; а = а' = 4 см.
Требуется определить площадь сечения симметричной арматуры из стали периодического профиля марки Ст. 5; согласно табл. V.5 $а.у = 2 400 кг/сле2.
Решение. Имеем
по формуле
N i е \
F =F =------- -----Г — 1 •
а а mRa.y \hb-a' )
При больших значениях Ь =— в случаях, когда Ло
(V.155)
N mbhQRa
70 000
35-46-100
= 0,435 < 0,55,
т. е. удовлетворяется условие (V.152), и площадь сечения арматуры определяем по формуле (V.153).
Предварительно определяем значение так как
УУ 2а' hp—a'
mbhoRn Ло е
(V.156)
/о _ 6 = h “ 0,5
12> 10.
площадь сечения арматуры Fa— Fа определяют без учета сжатой арматуры по формуле (V.145).
2) При
----—z—> 0,55, (V.157) ftibhoRn
площадь сечения арматуры Fa = Fa определяют по формуле
— е — 0.46/гХ
• m 0 и
По формуле (V.116) определяем значение т), для чего раньше вычисляем
_ N _ 70 000 _ П1~ mbhR„~ 35-50-100 ~ ,4,
400 \ h } 400 \0,5/
3) Расчетную продольную силу N, воспринимаемую прямоугольным сечением при заданной симметричной ар-
2000
70
•1,17 4
4 = 54,4 см.
2
§ 3. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
87
е—0» 5 р ) ..
___.______________\ mbh^Rn / , N а~- е Ло—а' 'mR.y
54,4-45(1-0,5 0,435) 70 000 о ,
42 1-2 400
При расчете с помощью графика (рис. V«17)» по ве-
eQ 2 000
личине —т] = -1,17 = 0,67 и п\ = 0,4 находим
h 70-50
Fi =0,73%;
следовательно, F =F 1 Л 1 !
цЫг 0,73-35-50
= —= -------------= 12,8 см2.
100 100
Дано: железобетонный внецентренно г прямоугольного сечения; расчетная
Пример 19.
сжатый элемент я .
длина /о = 4 лс; размеры сечения: b = 30 см, h = 40 см; бетон марки 300; условия приготовления бетона по строке Б табл. V.4, т. е. 7?И=16О кг/см2; арматура симметричная Fa = Fa =5.09 cjw2 из стали периодического профиля марки 25Г2С, согласно табл. V.5 Яа.у= 3 400 кг/см2; <i = а' = 3 см; коэффициент условий работы tn = 1.
Требуется определить величину наибольшей расчетной силы, воспринимаемой сечением при эксцентрицитете е0 = 30 см.
/о
Решение. Определяем е; при этом, так как—— = h
4
-- =10, коэффициент *]= 1.
h 40
е = е°+ — — а = 30 + — — 3 = 47 см.
Определяем N по формуле (V.146):
fX.y (%-а’)+О,Ш2оЯн N=m .----------- --------------
е
5,09-3 400-344-0,4-30-372-160
------------------------------= 68 500 кг.
47
г) Элементы таврового сечения
Внецентренно сжатые железобетонные элементы таврового сечения с полкой шириной Ьп, расположенной у наиболее сжатой грани сечения, рассчитывают следующим образом.
Если нейтральная ось проходит внутри полки, то сечение рассчитывают как прямоугольное шириной Ьп, если нейтральная ось пересекает ребро, расчет ведется с учетом сжатия бетона ребра.
Вводимую в расчет ширину полки принимают по указаниям, приведенным на стр. 72, для изгибаемых элементов таврового сечения.
• Нейтральная ось проходит в ребре, если
Ne > т [bnhn (Яо — 0,5Яп) RH 4-
+ г;(й0-а')яа.у] (V.162)
или
X-fa)/?a.y> • <V‘163>
Площадь сечения сжатой арматуры Fa во всех случаях должна удовлетворять условию
А
в—0,85()/?и
где
S0=(dn - b) ha (й0 - о,5йп) + 0.56Й2. (V.165)
Площадь сечения арматуры Еа при расположении нейтральной оси в полке определяют так же, как и для прямоугольного сечения шириной 6П, а при расположении нейтральной оси в пределах ребра — по следующей формуле:
, N
= Fа» + Fа.св + ~ • (V • 166)
"»Ка.у
где
„ 0,8(6п-6)/1п/?и
?асв“" Р ^а.у
(V.167)
Проверяем условие (V.159):
0.55МО/?Я = 0,55•39•37•160 = 97 680 кг > 68 599 кг.
Следовательно, величина 2V должна быть определена по формуле (V.160).
Определяем значение х по формуле (V.1G1):
1 | т Г ,1 .4 , п у(^о—а )
+ у (Ло_ер + 2——--------------=
— площадь сечения арматуры, определяемая как для изгибаемого элемента прямоугольного сечения по моменту:
А<п = —-(Чв + Х) ; (V.168)
мсв = 0,8 (bn - b) hn (ft, — 0,5йп) Ян; (V. 169)
Ма= ^Ха.у(А0-“') • (V.170)
:37 — 47 4-
5,09-3 400-34 —-----—-----= 8,6 см.
30-160
А = xbRu = 8,6 • 30 • 160 = 41 200 кг.
Расчет по графикам производится так:
h 40
/?а.у 5,09
=И1= ~~bh ' *24* ~ 30-40 ’
и
3 400
^5—0,6%;
Fa Ra.y
определяем по графику (рис. V.17) величину п\ = = 0,215;
N = nrbhRn^ 0,215-30-40-160 =41 200 кг.
Если величина Еа по формуле (V.166) получается отрицательной, то необходимо дополнительно проверить сечение арматуры по формуле
~ (h0~a ~~е)^пр $0
где So— статический момент площади всего сечения бетона относительно центра тяжести сечения сжатой арматуры Га.
Значение Sq следует принимать не более величины 0,55 .
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
88
5. Внецентренно растянутые элементы
б) Элементы прямоугольного сечения
а) Общие положения расчета
Внецентренно растянутые железобетонные элементы прямоугольного, таврового и двутаврового сечений рассчитывают следующем образом.
Fa'R
ГУ
Рис. V.18.
Если сила N приложена между центрами тяжести площадей сечений арматур F& я Fa (малый эксцентрицитет) (рис. V.18)—по формулам:
АГ< (V.172)
е
Если сила W приложена за пределами расстояния между центрами тяжести площадей сечений арматур Fa и Fа (большой эксцентрицитет) (рис. V.19) — по формуле:
N < т (*а.у<а - *а.у^ “ V6) ’ 174>
При этом в случае необходимости определения несущей способности элемента по заданным Fa и Fa положение нейтральной оси определяют из уравнения
#а.у е'- Ra.yFae =0. (V. 175)
При заданных значениях внешних усилий положение нейтральной оси может быть определено из условия
№ = m [₽HS6 + (fto - а')] • (V. 176)
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условиям:
—a', (V.177)
S6<O,8So. (V.178)
Если имеющаяся арматура Fа не учитывается, то условие (V.177) отпадает.
Рис. V.19.
Внецентренно растянутые элементы прямоугольного сечения рекомендуется рассчитывать так.
Если сила N приложена между центрами тяжести площадей сечения арматуры Fa и FB, то необходимые площади сечения арматур Га и Fa определяют по формулам:
N(O,5A4-go—д') .
f^?a.y(^O Я )
mRa.y(ho—a')
(V.179)
(V.180)
Если сила N приложена за пределами расстояния между центрами тяжести арматур Га и Га, то величина площади сечения сжатой арматуры Fa должна удовлетворять условию
— e-0,4bh2QRK ^а.у(^о—а)
(V.181)
в этом же случае площадь сечения арматуры Fa определяют по формуле
, N
(VJ82>
где Fi}— площадь сечения арматуры, определяемая, как для изгибаемого элемента с одиночной арматурой, по моменту М j , равному
= — е - f; 7?а-у • (V. 183)
В случаях, когда
< 2а' (Ао — af)bRn, (V.184)
тл е. когда
х <2а', (V.185)
площадь сечения арматуры Га следует определять по формуле
<v-i86>
mRa.y \ho-a /
При больших значениях
, (V.187)
Ло
в случаях, когда
N
— е < 2а' (Ао — a') bR„, (V. 188) т
сечение арматуры Fa следует определять без учета сжатой арматуры Fa по формуле
где 7Л0 — плечо внутренней пары сил, определяемое, как и для изгибаемого элемента с одиночной арматурой, по моменту
М = №?.
§ 4. ОСНОВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ ПО КОНСТРУИРОВАНИЮ СБОРНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
85>
§ 4. ОСНОВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ ПО КОНСТРУИРОВАНИЮ СБОРНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
1. Армирование
Площадь сечения растянутой арматуры в железобетонных элементах: изгибаемых, внецентреннорастянутых и внецентренно сжатых с большим эксцентрицитетом должна быть не менее значений, указанных в табл. V.12.
Таблица V.12
Наименьшая площадь сечения растянутой арматуры в °/о от площади расчетного сечения бетона
Марка стали и вид арматуры Наименьшая площадь сечения арматуры в % при марках бетона:
100-150 | 200 | 300-400 | 500-600
Горячекатаная марок Ст. 3 и Ст. 0 0,10 0,15 0,20 0,25
Горячекатаная периодического профиля марок Ст. 5 и 25Г2С; холодно-сплющенная, а также холоднотянутая проволока в сварных сетках и сварных каркасах из стали марок Ст. 3 Ст. 0 0,10 0,10 0,15 0.2
Для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне значения процентов армирования, приведенные в табл. V.12, относятся к рабочей площади сечения ребра, т. е. bho.
Для конструкций, рассчитываемых с учетом усадки и ползучести бетона, температурных деформаций, а также других, не учитываемых при обычных расчетах воздействий, значения наименьших процентов армирования, приведенные в табл. V.12, могут быть уменьшены вдвое.
В центрально сжатых элементах, а также во вне-иентренно сжатых элементах при малых эксцентрицитетах, площадь сечения продольной арматуры должна быть не менее:
а) при горячекатаной арматуре из стали марок Ст. 3 и Ст. О—О,5°/о от площади расчетного сечения бетона;
б) при горячекатаной арматуре периодического профиля из стали марок Ст. 5 и 25Г2С или при холодно-сплющенной арматуре — 0,4% от площади расчетного сечения бетона.
Площадь сечения рабочей арматуры на каждой стороне сечения должна быть не менее 0,2%; это требование относится также и к учитываемой расчетом площади сечения сжатой арматуры внецентренно растянутых элементов.
Расстояние в свету между стержнями продольной арматуры вязаных каркасов в плитах, балках, настилах и т. п. должно быть не меньше диаметра стержней, и для арматуры, являющейся нижней при бетонировании, не меньше 25 мм, а для арматуры, являющейся верхней, — не меньше 30 мм. При расположении нижней арматуры более чем в два ряда наименьшее расстояние между стержнями (кроме двух нижних рядов) следует увеличить вдвое.
Наименьшее расстояние между стержнями продольной арматуры в смежных сварных каркасах принимается таким же, как и в вязаных каркасах. При назначении наименьших расстояний между продольными и попереч
ными стержнями сварных сеток и сварных каркасов должны учитываться технологические условия сварки.
В колоннах расстояние между продольными стержнями в свету должно составлять не меньше 50 мм; для сборных колонн, бетонируемых в горизонтальном положении, наименьшее расстояние между стержнями принимается так же, как и для балок.
Расстояние между стержнями арматуры периодического профиля назначается без учета выступов и ребер стержней.
При конструировании элементов сборных конструкций следует отдавать предпочтение арматуре из сталей с повышенным сопротивлением, что обеспечивает уменьшение расхода металла и стоимости конструкций.
Однако это имеет место только в тех случаях, когда площадь сечения арматуры назначается из расчета на прочность; если эта арматура используется в качестве конструктивной, то площадь ее сечения следует уменьшать на 25% по сравнению с аналогичной арматурой из стали марок Ст. 3 или Ст. 0. При выполнении хомутов вязаных каркасов из холоднотянутой проволоки следует учитывать возможные затруднения при гнутье этой проволоки.
2. Анкеровка арматуры
Стержни периодического профиля допускается во всех случаях оканчивать без крюков. Также без крюков могут оканчиваться и гладкие стержни, при применении их в сварных сетках и сварных каркасах.
Растянутые гладкие стержни, при применении их в вязаных каркасах, должны оканчиваться полукруглыми крюками с прямым концом.
Гладкие сжатые стержни диаметром до 12 мм допускается оканчивать без крюков. В центрально сжатых элементах сжатые стержни могут оканчиваться без крюков, независимо от их диаметра.
В вязаных каркасах, применяемых в конструкциях из тяжелого бетона, диаметр крюков гладких стержней в свету должен быть не менее 2,5 диаметра стержня. В конструкциях из легкого бетона гладкая арматура вязаных каркасов при диаметре до 8 мм должна иметь такие же крюки, как и при тяжелом бетоне; при диаметре стержней от 8 до 20 мм диаметр крюков увеличивается вдвое. При легком бетоне под крюками стержней диаметром более 12 мм должны быть уложены коротыши стержней диаметром не менее диаметра рабочих стержней; при диаметре стержней более 16 мм коротыши привариваются к продольным стержням.
Не рекомендуется обрывать нижние продольные стержни в растянутой зоне элементов. При необходимости обрыва этих стержней длина заделки их за вертикальное сечение, в котором они не требуются по расчету, определяется по формуле (V.92) и во всяком случае должна быть не менее 20 диаметров.
В однопролетных балках и плитах допускается обрывать нижнюю продольную арматуру только при применении сварных каркасов и сварных сеток.
Продольные сжатые стержни должны быть заведены за нормальное к оси элемента сечение, в котором они не требуются по расчету, на длину:
а) стержни периодического профиля, гладкие стержни, применяемые в сварных каркасах и сетках, а также гладкие стержни, применяемые в вязаных каркасах и сетках при наличии на концах стержней крюков, — не менее 15 диаметров;
б) гладкие стержни, применяемые в вязаных каркасах и сетках, при отсутствии крюков на концах стержней — не менее 20 диаметров.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Анкеровку нижних продольных стержней на свободных опорах при бетоне марок не ниже 100 выполняют следующим образом.
Если поперечная арматура по расчету не требуется, т. е. удовлетворяется условие (V.79), то продольную арматуру доводят до торца элемента; длина ее заделки за внутреннюю грань опоры должна быть не менее 5 диаметров. При этом в случае применения сварных сеток и каркасов с рабочей арматурой из гладких стержней за гранью опоры должен располагаться хотя бы один поперечный стержень.
Если поперечная арматура требуется по расчету, то нижнюю продольную арматуру заводят за внутреннюю грань опоры: для гладких стержней — на 15 диаметров; для горячекатаных стержней периодического профиля из стали марок Ст. 5 и 25Г2С, а также для холодно-сплющенных— на 15 диаметров при бетоне марки 150 и на 10 диаметров при бетоне марки 200 и выше. При этом в случае применения сварных каркасов с рабочей арматурой из гладких стержней за гранью опоры должно располагаться не менее двух поперечных стержней диаметром не менее половины диаметра рабочей арматуры.
В тех случаях, когда изложенные требования по анкеровке арматуры на крайних опорах не могут быть •соблюдены, должны предусматриваться специапьные конструктивные мероприятия, например приварка к концам стержней продольной арматуры специальных шайб или других видов анкеров.
3. Отогнутые стержни
Отогнутые стержни применяют главным образом при армировании в виде вязаных каркасов. При сварных каркасах применение отогнутых стержней не рекомендуется из технологических соображений. Отгибы стержней арматуры следует выполнять по дуге окружности радиусом не менее 10 диаметров стержней.
Начало отгиба в растянутой зоне должно отстоять от
нормального к оси элемента сечения, в котором отгибаемый стержень полностью используется по моменту, не
менее чем на —, а конец отгиба должен быть распо-
ложен не ближе того сечения, в котором отгиб не требуемся по эпюре моментов.
Концы отогнутых стержней должны иметь прямой участок длиной:
в растянутой зоне — не менее 20 диаметров стержня;
в сжатой зоне — не менее 10 диаметров стержня;
прямой участок гладких стержней заканчивается
крюком.
Отогнутые стержни, обрываемые в растянутой зоне, следует располагать на расстоянии не менее 2 диаметров стержня от боковых граней элемента.
4. Защитный слой бетона
Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры должна быть:
а) в плитах и стенках толщиной до 100 мм включительно— не менее 10 мм;
б) в плитах и стенках толщиной более 100 мм и в ребрах часторебристых конструкций — не менее 15 мм;
в) в балках и колоннах при диаметре продольной арматуры до 20 мм — не менее 20 мм, а при диаметре продольной арматуры более 20 мм — не менее 25 мм; при диаметре продольной арматуры более 35 мм рекомендуется предусматривать толщину защитного слоя бетона не менее 30 мм, а при применении в качестве арматуры фасонного проката — 50 мм;
г) в фундаментных балках — не менее 35 мм;
д) в фундаментах — при наличии подготовки — не менее 35 мм.
Хомуты и отогнутые стержни должны отстоять от поверхности бетона не менее чем на 15 мм.
При наличии агрессивных воздействий толщину защитного слоя увеличивают не менее чем на 10 мм.
При тяжелом бетоне марки 200 и выше толщина защитного слоя бетона в сборных конструкциях заводского изготовления может быть уменьшена на 5 мм, но должна быть не менее 10 мм для плит и не менее 20 мм для балок и колонн.
Для обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона можно рекомендовать приварку к арматурным каркасам специальных фиксаторов, установку поперечных стержней «в распор» в опалубку, использование бетонных подкладок и т. п.
Для обеспечения проектного положения верхней арматуры вязаных каркасов и сеток, не связанной с нижней арматурой, можно применять специальные подставки или каркасы.
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ИЗГИБАЕМЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
1. Общие положения и расчетные формулы
Согласно действующим нормам и техническим условиям проектирования бетонных и железобетонных кон струкций (НиТУ 123-55), жесткость изгибаемых железобетонных элементов, при эксплуатации которых допустимы трещины в растянутой зоне, определяется по теории проф. В. И. Мурашева. Эта теория исходит из экспериментально установленного факта, состоящего в том, что конструкции из обычного железобетона работают при эксплуатационных нагрузках с трещинами в растянутой зоне,-т. е. во второй стадии.
Рассматривая для случая чистого изгиба участок между трещинами и принимая для него линейный закон изменения средних деформаций по высоте элемента, имеем следующее выражение для средней оси элемента1:
J________ia-c
Рс Ло хс Ea(h0 хс) Ф/И /И
= ^а^а(/1о-Хс) = ~В ’
кривизны
(V.190)
где В — жесткость сечений элементов в зоне чистого изгиба после появления трещин, определяемая по формуле
Еа
В= v-lPa^o-Xc); (V.191
Y
ia.с— средняя относительная деформация растянутой арматуры;
оа—напряжение в растянутой арматуре в сечениях с трещинами;
Еа— модуль упругости арматуры;
—коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона между трещинами; он представляет собой отношение средних деформаций или средних напряжений в арматуре на участках между трещинами соответственно к деформациям или напряжениям в арматуре в сечении с трещиной;
1 См. главу IV настоящего справочника.
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
91
хс — средняя высота сжатой зоны бетона, отвечающая стадии определения прогиба элемента;
Ао — полезная высота сечения;
Wa — упруго-пластический момент сопротивления сечения, равный моменту усилия растянутой арматуры относительно центра тяжести сжатой зоны бетона, деленному на напряжение в крайнем волокне растянутой арматуры.
Значения хс и Wa определяют по следующим формулам:
а) для изгибаемых элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой1
Если значение хс, определенное по формуле (V.194), окажется меньше толщины сжатой полки (Ап ), то вели-
чину вычисляют, принимая Ап=хс.
Произведение ф v является переменной величиной, зависящей от многих факторов. Для практических рас-
четов при кратковременном нагружении принимают
ф v = —- . При этом допущении характеристика сечения о
I а -в / а I
ХС= + |/ —+J*o;
Wa = Fa(hQ- 0,5хс);
(V.192)
(V.193)
б) для изгибаемых элементов прямоугольного сечения с двойной арматурой, таврового и двутаврового сечения с одиночной и двойной арматурой
хс = (- Д+ у дг+а+а'8' ) й0; (V. 194)
Ц7, = Fa(h0 — 0,5хс)+г; —(0,5Лс-а') +
(b'n ~ ь) h'„ хс(хс-< ) ]
2п'(А0—хс)
В формулах (V.192) — (V.195)
а= Зил = 3— • — . (V.201)
bh. El
Для удобства расчета преобразуем формулу (V.191)
к другому виду, Га Ао, т. е. выражая в ней величину w Wa = Га7]А0. а через (V.202)
Обозначая
хс == 8СЛО (V.203)
и TQ (1 — 6с) = С, (V.204)
получим Г (V.205)
Значения ф для прямоугольных, тавровых и двутавровых (коробчатых) сечений представлены в виде графиков на рис. V.20—V.26*. Эти значения даны в зависимости от величины а==3р.п и напряжения в арматуре аа при различных значениях
Га и___________fin
bho ф^
F а П ц'п
bhQ ф^ ф^
(V.196)
(V.19Ga)
(Ап-А)Ап
(V.206)
п — отношение модуля упругости арматуры к модулю упругости бетона при сжатии;
указанных в графиках на рис. V.21 — V.26.
При 7i< 0,40 (для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне) и Ti <0,36 (для двутавровых сечений) значения ф определяют интерполяцией, используя график на рис. V.20 (Ti=0).
Величину <за определяют по формуле
п' =
А
а п = ; Ен б (V.197)
_ П (V.197а)
Енф>? ф\ ’ -
8' = —— ; Л® (V.198)
а + 7' + °' . (V.199)
2
(bn-b)h„ (V.200)
равный от-
Fa — площадь растянутой арматуры;
Га — площадь сжатой арматуры;
» = 1 — X;
X — коэффициент пластичности бетона, ношению пластической части деформации к полной относительной деформации бетона при сжатии;
Ьп — ширина полки сжатой зоны;
Ап — толщина полки сжатой зоны.
1 Значения хси ТСадля других сечений определяют в соответствии с общими положениями, изложенными в главе IV.
где Л1Н—момент от невыгоднейшей нормативной нагрузки, принимаемой при определении прогибов.
Значения и с для балок прямоугольного сечения и таврового сечения с полкой в растянутой зоне с одиночной и двойной арматурой даны на рис. V.27 и V.28, а значение 6С, и с для балок таврового сечения с полкой в сжатой зоне и двутаврового (коробчатого) сечения с одиночной арматурой — в виде графиков соответственно на рис. V.29—V.31 в зависимости от a==3fi П и
, (*П -b) h'„
1 bh0
[см. формулу (V.200)].
Ввиду незначительного влияния полки, расположенной в растянутой зоне, на величины5С, т; и с их значения приняты одинаковыми для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне и для двутавровых сечений; поэтому значения ёс,iq и с в обоих случаях определяют по одним и тем же графикам, приведенным на рис. V.29—V.31.
* Эти графики дают те же численные значения, что и таблицы норм и технических условий проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55). В настоящее время разрабатывается новый проект норм и технических условий. Они позволят определять величину Ф и в аналитическом виде по формуле, которая дает уточненные значения Ф, наиболее заметно отличающиеся от ранее принятых для слабо армированных элементов в начальной стадии трещинообразования
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
92
Р ко
0,8
0,7-
0,6
0t5 ол-
0,3 о 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000 4500
Рис. V.20. График значений коэффициента для изгибаемых элементов
Рис. V.21. График значений коэффициета Ф для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне, при = 0,4
Рис. V.22. График значений коэффициента Ф для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне, при = 0,8
Рис. V.23. График значений коэффициента Ф для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне, при ?, == 1,2
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
93
По этим же соображениям также одинаковыми приняты значения цис для прямоугольных сечений и для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне; эти значения находят из графиков на рис. V.27 и V.28.
При определении частоты собственных колебаний конструкций допускается пользоваться формулами (V.191) и (V.205) и графиками на рис. V.20 — V.31. Значение частоты, полученное по жесткости В, является ее нижним пределом. При определении верхнего преде-
Рис. V.24. График значений коэффициента ф Для изгибаемых элементов двутаврового (коробчатого) сечения при -ц = 0,36
Рис. V.25. График значений коэффициента ф для изгибаемых элементов двутаврового (коробчатого) сечения при ?!= 0,72
Рис. V.26. График значений коэффициента ф для изгибаемых элементов двутаврового (коробчатого) сечения при 1.08
ла частоты собственных колебаний жесткость принимают как для сплошного тела, с учетом работы, сжатой и растянутой зон бетона.
Прогиб от многократно действующей подвижной нагрузки (подкрановые балки и т. п.) определяют по тем же формулам, принимая ф = 1. В результате многократно действующей подвижной нагрузки деформации сжатой зоны бетона становятся упругими ( 1), а бетон рас-
тянутой зоны выключается из работы (Ф=1). Поэтому следовало бы принять треугольную эпюру напряжений в сжатой зоне бетона. Однако для практических целей допускается при многократном нагружении поль
зоваться теми же формулами ,что и при статической нагрузке, принимая ф=1 и ф'^ = —.
и
При определении, согласно п. 39 НиТУ 123-55, усилий в элементах статически неопределимых конструкций принимают нормативный модуль упругости бетона (см. табл. II.6 в этом справочнике).
При определении усилий и деформаций в балках и плитах, лежащих на грунте и имеющих постоянную толщину, жесткость их принимают постоянной и равной наименьшей жесткости.
94 ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Рис. V.27. График значений для изгибаемых элементов прямоугольного сечения и таврового сечения с; полкой, расположенной в растянутой зоне, с одиночной и двойной арматурой
Рис. V.28. График значений с для изгибаемых элементов прямоугольного сечения и таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне, с одиночной и двойной арматурой
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
95>
Рис. V.29. График значений £с для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне, и двутаврового (коробчатого) сечения с одиночной арматурой
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
36
расположенной в сжатой зоне, и двутаврового (коробчатого) сечения с одиночной арматурой
По формулам (V.191) или (V.205) и остальным формулам, поясняющим их, можно определить жесткость не только при кратковременном, но и при длительном нагружении. Однако ввиду того, что численные значения фи» для различных случаев длительного загружения еще не выявлены, нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55) принят пока условный прием для вычисления снижения жесткости от длительного воздействия нагрузки, а именно:
оп
В = ВкР —т------, (V. 208)
р sho+ph
где Вкр — жесткость, определяемая в предположении кратковременного действия полной нормативной нагрузки [по формулам (V.191) или (V.205) и графикам на рис. V.20—V.31];
gn—длительно действующая равномерно распределенная нормативная нагрузка; рн— кратковременно действующая равномерно распределенная нормативная нагрузка;
^н==.^н^_рн—полная равномерно распределенная нормативная нагрузка;
О —коэффициент снижения жесткости при длительном воздействии нагрузки, принимаемый: для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне 0 =1,5; для прямоугольных, двутавровых, коробчатых и тому подобных сечений 0=2; для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне 0 = 2,5.
При небольших свесах полок в сжатой зоне балок таврового сечения может оказаться, что прогиб, подсчитанный с учетом длительного нагружения, т. е. при
в = 1,5, будет меньше прогиба, подсчитанного для условного, описанного прямоугольного сечения шириной, равной ширине полки Ьп . Это указывает на то, что в данном случае не следовало учитывать свесы полок, а нужно было определять прогиб такого таврового сечения, как прямоугольного сечения с шириной, равной ширине ребра (Ь).
Длительно действующей нагрузкой считают: всю постоянную нагрузку, снеговую и временную нагрузку в зависимости от назначения помещений, а именно:
для помещений жилых и гражданских зданий временную нагрузку не учитывают совсем (т. е. временную нагрузку считают как кратковременно действующую);
для книгохранилищ, архивов и тому подобных помещений учитывают всю временную нагрузку;
для производственных помещений учитывают действующую временную нагрузку за вычетом 150 кг/м2.
Для определения жесткости пустотных настилов к величине В, определяемой по формуле (V.208), следует вводить коэффициент 1,2.
При действии сосредоточенной нагрузки последнюю приводят к эквивалентной равномерно распределенной нагрузке.
Для конструкций из легкого железобетона значения 0 принимают по специальным указаниям.
По величине жесткости В, вычисленной по формуле (V.205), определяют прогибы и углы поворота железобетонных элементов, пользуясь формулами сопротивления материалов.
При вычислении прогибов и углов поворота железобетонных элементов с различной по их длине жестко-
1
стью среднюю кривизну оси элемента — для каждого Рс
участка определяют по формуле
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
97
1 мн
Ре “ В
(V.209)
где В — жесткость участка с моментом одного знака (рис. V.32), определяемая по формуле (V.205); жесткость В каждого участка железобетонного элемента при изгибающем моменте одного знака принимают постоянной и равной значению жесткости в месте наибольшего изгибающего момента на данном участке (рис. V.32).
При постоянной по длине жесткости элемента прогиб можно определять по формуле
Мн
(V.210) D
I — пролет изгибаемого элемента;
s — величина, зависящая от конструктивной схемы системы и расположения нагрузки.
а)
Рис. V.32. Схема нагрузок, моментов, жесткостей и кривизны в железобетонном элементе
а — схема нагрузок; б — эпюра моментов от нормативной нагрузки; в — эпюра расчетных жесткостей на разных участках элемента; г — расчетная эпюра кривизн
Для некоторых частных случаев величина s равна: а) для свободно опертой балки на двух опорах: при равномерно распределенной нагрузке s = 5/48, при сосредоточенном грузе, приложенном в середине пролета, s = V12; при двух равных моментах, приложенных по концам (чистый изгиб), s = !/в;
б) для балки, заделанной на одном конце и свободной на другом:
при равномерно распределенной нагрузке $=1/4, при грузе, приложенном на свободном конце, s = Уз, при моменте, приложенном на свободном конце, s — V2.
Прогиб при длительном воздействии нагрузки определяют по формуле
(V.211)
где fKp— прогиб, определяемый в предположении кратковременного действия полной нормативной нагрузки при Вкр по формуле V.191 или V.205.
Усилия при появлении трещин в центрально растянутых железобетонных элементах прямоугольного сечения определяют по формуле
#т= 1,9(1 +«i) bhRp.
Момент образования трещин в изгибаемых железобетонных элементах прямоугольного сечения определяют по формуле
Мт = 1,9 (0,292 + 0,75^) дЛ2/?р,
где
ai = 2р<1П = 2 —-bh
Ea
Еб
Ширину раскрытия трещин ат в центрально растянутых и изгибаемых элементах прямоугольного сечения определяют по формуле
Оа
Дт= Ф —/т» Еа
(V. 212)
где — напряжение в арматуре, равное при растяже-ДГн
нии — , при изгибе — '> г а и<а
/т — расстояние между трещинами.
Значения ф в формуле (V.212) определяют: для центрально растянутых элементов — по табл. V.13, для изгибаемых элементов — по графику на рис. V.20.
Таблица V.13
Значения коэффициента ф для центрально растянутых элементов прямоугольного сечения
кг.см* 1 000 1 250 1 500 2 000 2 500 3 000
0,05 0,44
0,06 — — 0,42 0,60
0,075 —— — 0,40 0,61 0,73
0,10 — 0,33 0,62 0,75 0,83
0,15 0,33 0,48 0,64 0,80 0,87 0,91
0,20 0,48 0,67 0,77 0,87 0,92 0,95
0,30 0,68 0,79 0,85 0,92 0,95 0,97
0,50 0,82 0,88 0,92 0,9о 0,98 1,00
Расстояние между трещинами для центрально растянутых элементов определяют по формуле
и
1Т = —, (V.213)
Р-1 а для изгибаемых элементов по формуле lT = kiriu. (V.214)
В формулах (V.213) и (V.214)
k\ — принимают по табл. V.14 и V.15;
S — периметр сечения арматуры.
Таблица V.14
Значение коэффициента kx для изгибаемых элементов прямоугольного сечения
а 0,05 0,06 0,07 0,08 0,10 0,125 0,15 0,20 0,30 0,40 0,50 0,80
22,8 19,2 16,0 14,0 П,8 9,6 8,0 6,0 4,3 3,4 2,8 2,2
Для арматуры периодического профиля значение /т. полученное по формулам (V.213) и (V.214), умножают
7 Зак. 2065
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
98
Таблица V.15
Значения коэффициента k\ для изгибаемых элементов таврового сечения с полкой в растянутой зоне и двутаврового (коробчатого) сечения
а Значения коэффициента 6, для
таврового сечения с полкой в растянутой зоне при двутаврового (коробчатого) сечения при
71 = 0,4 (,=0,8 Ъ = 1,2 Т1 = Т = 0,4 (71 = 0,36) Т' = Т=°,8 (71=0.72) Тг = 7 = 1,2 (11 = 1,08)
0,10 23,0 34,0 45,0 23,0 34,0 45,0
0,15 15,0 22,6 30,0 15,0 22,6 30,0
0,20 И.5 17,3 23,0 И.5 17,3 23,0
0,30 8,2 12,2 16,0 8,2 12,2 16,0
0,40 6,8 9,8 13,0 6,8 9,8 13,0
0,50 5,6 8,0 П,2 5,6 8,0 П,2
0,60 4,6 6,8 9,6 4,6 6,8 9,6
0,80 3,8 5,5 7,2 3,8 5,5 7,2
на 0,5, а для сварных сеток и каркасов из холоднотянутой проволоки — на 1,25.
Ширина раскрытия трещин не должна превышать величин, указанных в п. 53 НиТУ 123-55, а именно: в железобетонных конструкциях зданий и сооружений I степени долговечности, подвергающихся повторной динамической нагрузке или не защищенных от внешних атмосферных воздействий, или находящихся в условиях повышенной влажности воздуха (с относительной влажностью более 60%), а также в железобетонных силосах для сыпучих тел и в дымовых трубах не должна превышать 0,2 мм.
Предельные значения раскрытия трещин для других случаев (для центрально и внецентренно растянутых, изгибаемых и внецентренно сжатых при больших эксцентрицитетах элементов железобетонных конструкций, находящихся в условиях агрессивной среды, а также для изгибаемых, внецентренно растянутых и внецентренно сжатых элементов при больших эксцентрицитетах железобетонных конструкций, находящихся под давлением жидкости) должны приниматься по специальным техническим условиям.
2. Примеры расчета изгибаемых железобетонных элементов
а) Прямоугольные сечения с одиночной арматурой
Пример 20. Дан о: свободнолежащий железобетонный прогон междуэтажного перекрытия промышленного здания; пролет I = 4,8 м\ сечение — прямоугольное размерами: Ъ = 30 см, h = 70 см, ho = 63 см\ арматура из стали периодического профиля марки 25Г2С—6028 мм: Fa = 36,95 см2} бетон марки 300; нормативная нагрузка: длительно действующая gn = 3,65 Tjnoc. м, кратковременно действующая рн = 11,85 т!пог. м.- '
Требуется определить жесткость и прогиб элемента.
Решение. Для бетона марки 300 по табл. II.6 имеем Eg =340 000 кг! см2} по формуле (V.201): о ?а а = 3 —— • — =
bhQ еп6
36,95 2,1-10*
3 30-63 ’ 3,4-10-’
а
По графикам, приведенным на рис. V.27 и V.28 при р.'
= 0,36 и — = 0, находим = 0,78 и с = 0,425. И
Момент Ми равен:
q*l2 (3,65+11.85)4,82
Л4Н = —— = -------------------=
8 8
= 44,7 тм = 4 470 000 кгсм.
Пользуясь формулой (V.207), имеем:
Л4Н
4 470 000
оа = -----•_=
Еат]Л0
При а = 0,36 и , ж ж
веденного на рис. V.20, находим ф = 0,97.
По формуле (V.205) определяем жесткость
BKp=y£aFa/^=
= 2 460 к2 / см2.
36,95-0,78-63
аа = 2 460 кг1см2 из графика, при-
0 425
= --------2,1 • 106-36,95-632 = 135-109 кгсм2.
0,97
Значение fKp определяем по обычной формуле строительной номерно
/кР
механики при жесткости, равной Вкр; для рав-распределенной нагрузки имеем:
_ 5 д*Ц_______5_ 155-480*
~ 384 ВкР ~ 384 ’ 135-Юо ~ ’ СМ‘
(_L\ = °-79 1
U /кр “ 480 ” 608 '
Прогиб с учетом длительности воздействия нагрузки определяем по формуле (V.211) при 0=2 (для прямоугольных сечений):
рн0+рн 3,65-2+ 11,85 /=/кр -7^-=0,79 —
9 f 0,98 / “ 480
=0,98 см}
15,5 1
490
б) Тавровые сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне
Жесткость изгибаемых железобетонных элементов таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне, рассчитывают по тем же формулам, что и прямоугольного сечения, с тем отличием, что значения коэффициентов 6С, и с определяют по графикам, приведенным на рис. V.29—V.31, не только в зависимости от величины а, но и от величины 7', определяемой по формуле (V.200), где 7' — отношение площади свесов сжатой полки к полезной площади ребра.
Если найденное из рис. V.29. значение 6С больше
Л’ ,
отношения — , то полученные значения сс» и с ho е
считают окончательными. Если же значение 6С , наиден-
ное из рис. V.29, меньше —-, то необходимо уточнить ho
значение 7', пользуясь способом последовательных приближений, а именно: вычисляют заново значение 7' по формуле
(ь~ь\ 6С
у = ----— (V.215>
b
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
99
и по новому значению f опять определяют величину £с . этот процесс продолжают до тех пор, пока найденное значение не совпадает с принятым. Затем по уточненному значению т' находят окончательные значения величин £с> и с.
В остальном расчет таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне, производят так же, как и расчет прямоугольного сечения с одиночной арматурой. В частности, значение ф определяют по графику рис. V.20 в зависимости от а и аа .
Пример 21. Дано: железобетонная крупнопанельная ребристая плита (рис. V.33). Расчетный пролет Z = 5,7 м; высота h = 35 см\ hQ = 30 см\ арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5, Еа = = 17,42 см2\ нормативная нагрузка: длительно действующая £н = 0,65 т!пог. м, кратковременно действующая рн=1,85 т/пог. м; бетон марки 200.
Требуется определить жесткость и прогиб элемента.
Решение. Для бетона марки 200 по табл. II.6 находим EJ = 290 000 кг/см2.
По формуле (V.201) имеем: a = 3 ----------------- • ---=
bhQ £Н о 17,42 2,1-Ю6
= 3-----------------= 0,66.
19-30 2,9-Ю5
По формуле (V.200) получаем:
, (b'n-b)h’„
(95-19) 5 19-30
= 0,67.
По графикам, приведенным на рис. V.29, V.30 и V.31 при « = 0,66 и 7' = 0,67, находим: 6С = 0,383; = 0,896; с = 0,56.
5 / х А'\
Так как 0,383 > —- | т. е. £с = — > п), то пере-30 \ hj
расчета не требуется, поскольку нейтральная ось проходит в ребре.
Определяем момент Л4Н
Л1н==^= (0,65+1,85)5,7* 8 8
= 10,16 тм = 1 016 000кгсл.
Пользуясь формулой (V.207), определяем аа : Мн 1 016000
°а- “ 17,42-0,896-30 “2 170/сг-'сл‘2-
При а = 0.66 и аа=2 170 кг/см2 из графика, приведенного на рис. V.20, находим ф=0,97.
По формуле (V.205) определяем жесткость
0,56
= — 2,1-106.17,42-302= 19-10» кгсл2;
_ 5 5 25-570*
/кр 384 ’ Вкр “ 384 ’ 19-10» “Ь8"*
/_М _ 1,8________1_
\ I /Кр “ 570 - 316 ‘
Прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузки определяют по формуле (V.211) при 0 = 1,5 (для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне):
Ен0+рн , 0,65-1.5+1,85 о f — /кр н —л г л —2,05 см. <7
2,50
2,05 1
(размеры в сантиметрах)
a — фактическое сечение; б — эквивалентное (расчетное) сечение
Таким образом, жесткость плиты не вполне достаточна, так как по НиТУ 123-55 предельный прогиб для ребристого потолка пролетом />5 м должен быть не более 1/зоо.
При наличии защемления можно его учесть путем уменьшения момента в пролете на 15%. В этом случае относительный прогиб не будет превышать 7зоо. (Порядок учета частичного защемления опор изгибаемого элемента и вычисление прогибов см. ниже п. «в», пример 22).
в) Тавровые сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне
Жесткость изгибаемых железобетонных элементов таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне, рассчитывают по тем же формулам, что и прямоугольное сечение, с тем отличием, что значения коэффициентов ф определяют по графикам, приведенным на рис. V.21—23, не только в зависимости от а и за , но и от величины 71, вычисляемой по формуле (V.206) и равной отношению площади свесов растянутой полки к полной площади ребра.
Значения и с в рассматриваемом случае определяют так же, как для прямоугольного сечения, т. е. по графикам, приведенным на рис. V.27 и V.28, в зависимости от +: и •
Пример 22. Дан о: железобетонная ребристая панель междуэтажного перекрытия. Полка панели расположена в растянутой зоне. Поперечное сечение панели показано на рис. V.34.
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
100
Расчетный пролет I = 5,75 м\ he = 23,5 см; арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5, fa = 8,98 см2; бетон марки 200; нормативная нагрузка: длительно действующая gH = 490 кг/пог. ж, кратковременно действующая рн = 180 кг/пог. м.
Требуется определить жесткость и прогиб элемента.
Решение. Для бетона марки 200 по табл. II.6 находим =290 000 кг/см2;
по формуле (V.201) имеем
о 8,98 2,1106 л „
= 3----------•--------= 0,46;
18-23,5 2,9-10*
Значения и с определяем так же, как и для балок прямоугольного сечения с одиночной арматурой (при
р':р, =0), в зависимости от величины а по графикам,
приведенным на рис. V.27 и V.28; эти значения равны ц= 0,758; с = 0,396.
Затем вычисляем 71 по формуле V.206.
(b„-b)h„ (116-18)3
= ----------= ------------=0,63.
71 bh 18-26
Определяем наибольший нормативный момент
<7Н/2 (490-[-180) 5,752 Л Л
М” = —— = -----------------= 277 000 к гем.
8 8
Значение оа определяем так же, как и для прямоугольного сечения с одиночной арматурой, по формуле (V.207).
Л1Н 277 000 < ™ Л
°а—Fai)*o 8,98-0,758-23,5 — 7 кг см '
При а = 0,46, аа= 1 730 кг)см2 и 71 = 0,63 по графику, приведенному на рис. V.21 и V.22, находим (путем интерполяции) ф = 0,7.
По формуле (V.205) определяем жесткость:
Дкр = hQ —
0,396
= 2,1-106-8,98-23,52= 5,88-109 кгсж2;
0,7
5 q*t*_ _ 5 6,7-575*
/кР 384 ВкР 384 ’ 5,88-109 ’ СМ'
!J_\ _1-62_ 1 \ I !кр 575 282 ’
Прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузки определяем по формуле (V.211), при 0=2,5 (для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне)
£Н9+Рн 490-2,5+180
дЯ -1,62- б70 = 3,38сл;
f _ 3,38_______1_ J_
I “ 575 “ 170 > 200 ’
Если панель частично защемлена на двух опорах, то прогиб вычисляют следующим образом.
При равномерно распределенной нагрузке момент в середине пролета свободно лежащей балки равен:
пн/2
М” = ^— =0,125<Л2; (V.216)
о
момент на опоре (п. 47 НиТУ 123-55):
„ dH/2
Л1"=0,15 ч— =0,018759н/2. (V.217)
8
Прогиб следовало бы определять в соответствии с указанием п. 112 НиТУ 123-55, т. е. принимая соответствующие жесткости на участках с моментами разного знака. Однако подсчеты, произведенные для данного случая, показали, что прогиб в середине пролета можно определять исходя из одинаковой жесткости для всех участков балки (как с положительным, так и с отрицательным моментами), вычисляемой для сечения по середине пролета.
Рис. V.34. Поперечное сечение железобетонной ребристой панели (размеры в сантиметрах) а — фактическое сечение; б — эквивалентное (расчетное) сечение
При одинаковой жесткости Впр и частичном защемлении обоих концов панели прогиб в середине пролета можно определить по формуле /г /= — (0,1045^-0,125^). °пр '
Вставляя в формулу (V.218) значения Л4” формул (V.216) и (V.217) получаем пн/4 f=---------------(0,013000 — 0,002337) =
ВпР
= 0,010663 Впр
где qa — полная нормативная нагрузка при нии прогибов;
Впр—жесткость, вычисленная по формуле (V.205), при пролетном моменте, уменьшенном на 15%. Определим момент Мн для данного примера:
„ (4904-180)5,752
7И” =0,85 --------------= 235 000кгсм.
3 8
Значения аа определяем так же, как и для прямоугольного сечения с одиночной арматурой, по формуле (V.207): мз 235000_____ , ,
°а Fa’lfto “ 8,98-0,758-23,5 ^СМ'
(V.218)
и Л4”, из
(V. 219) определе-
§ 5. расчег деформаций, образования и раскрытия трещин в железобетонных элементах
101
При а = 0,46, аа = 1 470 кг/см? и ]i = 0,63 по графикам, приведенным на рис. V.21 и V.22, находим по интерполяции ф=0,59.
По формуле (V.205) определяем жесткость:
^кР — ^0=
= 2,1-10e-8,98-23,52 = 6,99-109кгсл<2.
0,59
Гц> рмуле (V.219) имеем:
6,7-5754
Лер = 0,010663 — = 1,12 гл;
кр 6,99-109
_ 1,12____1_
\ I Кр 575 516
Прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузки определяем по формуле (V.211) при 0 = 2,5 (для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне):
f f g**+pH . 490-2,5+180
?н -1’12 670 ’ •
_f__ 2,35_____1_ _1_
I ” 575 —245 < 200 ’
Частичное защемление панели только на одной опоре следует учесть путем уменьшения пролетного момента на 7,5%. Расчеты показывают, что в этом случае относительный прогиб в данном примере будет равен */202, что также не превышает допускаемого прогиба.
г) Сечения с пустотами (настилы)
Жесткости и прогибы изгибаемых железобетонных многопустотных элементов рассчитывают так же, как и элементы двутаврового сечения, исходя из того, что положение центра тяжести, величина момента инерции и площадь действительного сечения остаются теми же в эквивалентном двутавровом сечении. Для образования эквивалентного двутаврового сечения достаточно заменить фактические отверстия (пустоты) прямоугольными, имеющими те же площадь и момент инерции; при этом центр тяжести должен совпадать с центром тяжести фактических отверстий.
После приведения сечения с пустотами к двутавровому его рассчитывают как двутавровое (коробчатое) сечение; в случае заделки настила в каменные стены при определении прогибов учитывают наличие опорного момента1 в размере 15% от момента свободно лежащей балки.
Пример 23. Дан о: многопустотный настил (панель перекрытия), имеющий три овальных отверстия с очертанием верха пустот по эллипсу (рис. V.35), размеры полуосей эллипса: 8,5 см и 25,5 см\ длина настила 586 см, расчетный пролет / = 575 см\ высота настила 22 см, полезная высота Ло=19,2 см, толщина стенок между отверстиями и расстояние от торцовой грани до первого отверстия — 5,5 см, полная ширина настила 175 см; бетон марки 200; арматура из стали периодического профиля марки Ст. 5 подобрана из расчета на прочность в количестве 4 0 12 + 4 0 16 мм (F& — = 12,56 см2)', заданная нормативная нагрузка: собственный вес — 250 кг/м2-, вес пола—130 кг/лс2; вес перегородок— 170 кг/м2', временная нагрузка—150 кг/м2.
Решение. Сечение настила приводим к эквивалентному двутавровому. Действительное сечение заменяем эквивалентным не для всей площади поперечного сечения, а только для пустот, т. е. заменяем овальное сечение пустот прямоугольным с теми же площадью и моментом инерции, что и овальное сечение, соблюдая при этом условие, чтобы положение центра тяжести эквивалентного отверстия оставалось без изменений.
Площадь одного отверстия слагается из площадей: нижнего среднего прямоугольника
/ц = (51 — 2-8,5) 8,5 = 289 см2-нижних четвертей круга 3,14-8.52 Г2 = 2---------------------= 113,4 см2',
4
верхнего полуэллипса
3,14-8,5-25,5 F3 =----------------= 340,3 см2 .
2
Таким образом, вся площадь отверстия составляет
F = /ц + F2 + F3 = 289 4- 113,4 + 340,3 = 742,7 см2.
Находим центр тяжести отверстия, для чего вычисляем статические моменты площадей отдельных частей отверстия относительно продольной оси, проходящей по
1 Примечание 2 к п. 47 НиТУ 123-55.
Рис. V.35. Поперечное сечение железобетонного настила с овальными пустотами (размеры в сантиметрах) а — фактическое сечение; б — эквивалентное (расчетное) сечение
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
102
середине высоты настила; при этом принимаем, что центр тяжести верхнего полуэллипса расположен на том же уровне, что и центр тяжести полукруга.
So = 289-4,25 - (340,3 - 113,4) 8,5-0,424 = 409 см*.
Расстояние от продольной оси настила до центра тяжести отверстий равно
409 п
Уо = — = = 0,55 см.
F 742,7
Находим момент инерции отверстия (относительно его центра тяжести):
289-8,52
J = —+ 289 (4,25 — 0,55)2 + 0,1098 • 8,54 +
+ 113,4 (8,5-0,424— 0,55)2 4-0,1098-8,53-25,5 + 340,3
(8,5-0,424 + 0,55)2 = 14 856 см*.
Площадь и момент инерции искомого эквивалентного отверстия прямоугольного сечення ^ответственно равны ... , FV XU
по формуле (V.206):
(bn-b)hn (175—31,3)2,7
т, = ---------= -----------------= 0,56:
11 bh 31,3-22
При а = 0,45 и 7'= 0,91 по графикам, приведенным на рис. V.29—V.31, находим 6С = 0,27; = 0,93; с — 0,67.
3,8 / хс h' \
Так как 0,27 >-— ?с = ~1 , то перерас-19,2\ йо й0/
чета не требуется, поскольку нейтральная ось проходит в ребре.
Определяем значение ф. Для этого сначала находим полную нормативную нагрузку, на которую ведется расчет прогибов. Согласно примечанию к п. 48 НиТУ 123-55 принимаем: длительно действующую нормативную нагрузку 250+ 130 + 0,4- 170 = 448 кг/м2\ кратковременно действующую нормативную нагрузку — 150 кг/м2, т. е. полная нормативная нагрузка при определении прогиба равна 598 кг/л<2.
Определение прогиба произведем в двух предположениях: 1) для свободно лежащего настила и 2) для настила, частично защемленного на опорах.
Свободно лежащий настил. Изгибающий момент в середине пролета
Отсюда
Мн =
(V.220)
Вставляя в выражение (V.220) найденные выше значения F и J для одного отверстия, находим высоту эквивалентного прямоугольного отверстия:
/12-14856
742,7
= 15,5 см',
ширина отверстия равна
742,7
15,5
= 47,9см.
Совмещая центр тяжести заданного и эквивалентного прямоугольного отверстия, находим толщину верхней полки:
, 22 15,5
й„ = — + 0,55 —-^— = 3,8 см;
толщину нижней полки
— -0,55 — = 2,7 см;
2 2
ширину ребра
6 = (51— 47,9) 3 + 4-5,5 = 31,3см.
Определяем величины а, у' и 71: по формуле (V.201)
“ “3 ы. ' с; "
= 3.12.56, ..2.1-10в _
31,3-19,2 2,9-10
по формуле (V.200)
, (b„~b)h'n (175-31,3)3,8
y = -------------- --------------= и, у 1;
1 bh0 31,3-19,2
598-175-5752
10 000-8
= 433-103 кгсм.
Напряжение в арматуре аа определяем по формуле
(V.207)
Мн 433. Юз
<та =------= ----------——- = 1 939кг см2.
Fai)ft0 12,56-0,93-19,2
При а = 0,45, аа = I 930 кг/см2 и 7 j = 0,56 по графикам, приведенным на рис. V.24 и V.25, находим Ф = 0,83 (по интерполяции).
По формуле (V.205) определяем жесткость:
#кр = “
= -2,1-106-12,56-19,22 = 785-10’кгсм2.
.0,83
Прогиб настила определяем с учетом коэффициента 1,2 (см. примечание к п. 112 НиТУ 123-55):
/кр 384 Вкр-1,2
_ 5 598-175 575* _
- 384 ‘ 10000 ‘ 785-10’-1,2 - ’ СМ‘
Определяем прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузки по формуле (V.211):
ане+рн 448-2+150
/ = /кР -к- —=1,58------—7----= 2,77 см.
J укр 598
Относительный прогиб 2,77_____________________1_ 1
I ~ 575 ~ 207 < 200 ’
Частично защемленный настил. Частичное защемление учитываем (согласно указаниям примечания 2 к п. 47 НиТУ 123-55) уменьшением пролетного момента при определении прогибов на 15%, т. е.
М£ = 0,85
Q 85 598 ‘175 5758
8 ’ 10000-8
= 368 \9*кгсм .
§ 5. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ, ОБРАЗОВАНИЯ И РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТАХ
103
Напряжение в арматуре <*а определяем по формуле (V.207)
368-103 , 2
°- = = 12,56-0,93-19,2 = 1 640 Кг‘СМ-
При а = 0,45, оа = 1 640 кг)см2 и 71=0,56 по графикам, приведенным на рис. V.24 и V.25, находим <Ь=0,77 (путем интерполяции).
По формуле (V.205) определяем жесткость с 9 0,67
ВкР = — Ел = -^2.1-100-12,56-19,22 =
= 847-107 кгсм2 .
Прогиб настила определяем по формуле (V.219) суметом коэффициента 1,20 (согласно примечанию к. п. 112 НиТУ 123-55):
<7Н/4 * * 598-175
/кр = 0,010663 \--------0,010663 - X
Ю U00 5751
Х 847-10’.! ,20 ~ 1,20 '
Определяем прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузкй по формуле (V.211) югне + рн 448-2 + 150 / = /кр = 1,20--------=2,30 см
кр <7Н 598
(здесь 0 =2 для двутаврового сечения);
f 2,30 1 1
I ~ 575 “ 250 < 200 ’
Пример 24. Определить ширину раскрытия трещин
для прогона прямоугольного сечения заданного в примере 20 этой главы (см. стр. 98).
Решение. Ширину раскрытия трещин определяем по формуле (V.212). Для этого надо знать значения величин ф, аа и /т. Из расчета примера 20 было получено: 'f=0,97; аа=2460 кг/см2.
Расстояние между трещинами /т определяем по формуле (V.214), где k\ — определяем из табл. V.14 в зависимости от а. В данном примере при а = 0,36 kx = 3,76.
Размеры плиты: расчетный пролет Z = 5,95 м, ширина плиты £п = £п=1,49 м, ширина продольных ребер — Ъ = 6,5 см, высота ребер h = 30 см, толщина плиты hn=hn=3 см. Нормативные нагрузки:
от собственного веса плиты.................— 175 кг’м*
от собственного веса защитного слоя (корки)
и рулонного ковра ........................— 80 .
от веса утеплителя.........................— 140 ,
от снега...................................— 150 «
Итого. . . — 545 кг[м?
Рис. V.36. Железобетонная крупнопанельная двухребристая плита для покрытий производственных зданий (план, разрезы' и деталь арматуры; размеры в сантиметрах)
о а • .°
Значение н=—для круглой гладкой арматуры рав-
а — расчетное сечение плиты
d
но
4
Расстояние между трещинами /т для горячекатаной арматуры периодического профиля [по формуле (V.214)] равно:
2,1-106 2,8
/т = ki 0,5=3,76 2~9~Yq,5 *"4" = 9,52 см •
Ширина раскрытия трещин ат [по формуле (V.212)]
равна:
оа 2 460
ат = Ф — ZT = 0,97 —-—— ‘ £а 2,1-106
= 0,0108 см = 0,11 мм .
• 9,52 =
Пример 25. Требуется определить площадь сечения продольной и поперечной арматуры ребра и прогиб крупнопанельной сборной железобетонной двухребристой плиты для покрытий производственных зданий (рис. V.36).
Продольная арматура — из стали периодического профиля марки Ст. 5, поперечная арматура (хомуты) — из обычной гладкой стали марки Ст. 3. Бетон марки 200; коэффициент условий работы /и =1,1.
Расчет на прочность. Определяем величину расчетной нагрузки на 1 пог. м плиты:
от собственного веса плиты, корки и рулонного
ковра (175+ 80)1,1 .........................= 280 кгм1
от утеплителя 140-1,2.........................=168
от снега 150 -1,4.......................• , . . = 210 „
660 кг!м*
Следовательно, на 1 пог. м плиты q = 660X 1.5 = = 990 кг/пог. м. Вичисляем величину расчетного момента:
„ <?/2 990-5,952 ,____
М = —-— =---------------= 4 360 кгм.
8 8
Проверяем условие (V.63):
Л4 tn Ьц hji (/zq — 0,5 Ап) =
= 1,1-100-146-3 (27 — 1,5) = 12300 кгм.
104
ГЛАВА V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ОБЫЧНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Так как М = 4 360 кгм < 12 300 кгм, то нейтральная ось расположена в полке и сечение рассчитываем, как прямоугольное шириной Ьп~Ь=]А6 см по формуле (V.32); имеем
л М 436000 .
mbh*Rn — 1.1 146-27* 100“ ’°37-
В табл. (V.8) этому значению Ао соответствует для бетона марки 200 и /?а.у = 2 400 кг)см2, p = 0,158. Поэтому
0,158-146-27 100
= 6,23 см2
По формуле (V.201)
n Fa Еа 6,28 2,1-106
Ыг0 ’ £б~3 13 27 ’ 2,9-Юь ~ ,d9:
По формуле (V.200)
, (6п —М АП _ (146 - 13) 3 _
7 “ 6й0 “ 13-27 - 4 5
По графикам, приведенным на рис. V.29, V.30 и
V.31 при а = 0,39 и 7' = 1,14, находим
6с=0,22; т) = 0,94; с = 0,73.
принимаем1 1 20 20 П (Га= 6,28 см2).
Определяем величину поперечной силы от расчетных нагрузок:
ql 990-5,95 ппсл
Q = — =------------= 2 950 кг ;
на одно продольное ребро приходится
2 950 1
—-— = 1 475 кг ;
2
проверяем условие (V.79):
Q < т bh0 Rp ;
m б/2о Яр = 1,1.6,5-27-6,4 = I 240 кг .
Так как 1 475 кг > 1 240 кг, то поперечная арматура необходима.
Определяем величину по формуле (V.84)
J1L
1,1 0.6Ы«*Ки 0,6-0,065-0.27М 000
= 0,63 т/м;
3 / „ хс hn \
Так как 0,22 > -Нт. е. £с =—>_ I то нейтраль-
27 \ h0 /
ная ось плиты расположена в ребре и поэтому перерасчета не требуется. Определяем величину нормативной нагрузки на
I пог. м плиты = 545 • 1,5 = 818 кг/пог. м.
Момент от нормативной нагрузки равен дхн q"l2 818-5,952
Л1Н =-------=----------
8 8
Пользуясь формулой в арматуре М” ___________________________
<*а = 7—Г” — Г = 2265кгсм2.
6,28-0,94-27
При а = 0,39 и аа=2 265 кг/сл<2 из графика, приведенного на рис. V.20, находим ^=0,98.
По формуле (V.205) определяем жесткость: „ с 9 0,73
Вкр= — £а F, ft* = —— 2,1-106-6,28-27* = у V, if О
= 715-10’ кгсмг.
= 3 620 кгм = 362 000 кгсм .
(V.207), находим напряжение
362000
принимаем в каждом продольном ребре одноветвенные хомуты (п=1) диаметром 5 мм, т. е. f х=0,196 см2-, шаг хомутов определяем из формулы (V.81)
/х ^а.у п
0,196-1 780 _
------------= 53 см.
6.3
5 qHl* 5 8.18-5954
7к₽ “ 384’ ВкР = 384 715-10’ - 1’8 СМ
(f_\ _ 1,86 _ J_
( I /кР ~ 595 — 320 ’
Из конструктивных условий расстояние между хомутами принимаем равным 20 см.
Расчет на жесткость. Для бетона марки 200 по табл. II.6 = 290 000 кг/см2. При расчете на прочность было получено, что Fa=6,28 см2. Теперь определяем значения а и 7'.
Прогиб с учетом продолжительности воздействия нагрузки определяют по формуле (V.211) при 0=1,5 (для тавровых сечений с полкой, расположенной в сжатой зоне). Так как вся нагрузка является длительно действующей, то /= 1,86-1,5 = 2,79 см и, следовательно,
/ 2,79 1 1
I ~ 595 ~ 213 < 200’
Га = Ц ---- =
а ‘ 100
Q
2
1 2 0 20 П обозначает 2 стержня диаметром 20 мм периодического профиля.
Следовательно, требования жесткости удовлетворены.
ЛИТЕРАТУРА
1. ГОСТ 8829-58 «Детали железобетонные сборные. Методы испытаний и оценки прочности, жесткости и трещнностойкости (взамен ТУ 204-54/МСПМХП).
2. Инструкция по конструированию элементов железобетонных конструкций (СН 15-57), Госстройиздат, 1958.
3. Инструкция по расчету плит и второстепенных балок железобетонных перекрытий с учетом пластических деформаций (И 132-50/МСПТИ), 1950.
4 Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций (И 123-55/МСПМХП). Госстройиздат, 1956.
5. Нормы и технические условия проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
б. Строительные нормы и правила (СНиП), ч. И, «Нормы
строительного проектирования», главы Б.1—Б.5, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
7. Строительные нормы и правила (СНиП), ч. III «Правила производства и приемки работы», главы Б.4, Госстройиздат, 1956.
8. Технические условия на производство и приемку строительных и монтажных работ, раздел III «Бетонные и железобетонные работы» (ТУ 117-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
9. Технические условия на изготовление и приемку сборных железобетонных и бетонных конструкций и деталей (СН 1-57), Г осстройиздат, 1957.
10. Указания по применению сборных железобетонных конструкций и деталей в строительстве (У 107-56), Госстройиздат, 1956.
ЛИТЕРАТУРА
105
11. Бердичевский Г. И., Предварительно напряженные и обычные железобетонные балки с холодносплющенной арматурой периодического профиля, сборник «Исследования железобетонных конструкций», под ред. проф. П. Л. Пастернака, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
12. БоришанскийМ. С., Исследование работы внецентренно сжатых железобетонных элементов, «Проект и стандарт» № 7, 1936.
13. Б о р и ш а н с к и й М. С., Расчет отогнутых стержней и хомутов в изгибаемых железобетонных элементах по стадии разрушения, Стройиздат, 1946.
14. Вилков К. И., Исследование жесткости и трещино-образования железобетонных изгибаемых элементов таврового и двутаврового сечений, диссертация на соискание степени кандидата технических наук, Горьковский инженерно-строительный институт имени В. П. Чкалова, 1954.
15. Гвоздев А. А., О пересмотре способов расчета железобетонных конструкций, Госстройиздат, 1934.
16. Ишаков В. И., Исследование жесткости и некоторых вопросов трещинообразования изгибаемых элементов из армированного легкого бетона, диссертация на соискание степени кандидата технических наук, Горьковский инженерно-строительный институт имени В. П. Чкалова, 1956.
17. К а л а т у р о в Б. А., Работа на изгиб железобетонных элементов с несущей (жесткой) арматурой, диссертация на соискание степени кандидата технических наук, МИСИ имени В. В. Куйбышева, 1950.
18. Му р а ш е в В. И., Расчет железобетонных элементов по стадии разрушения, Госстройиздат 1938.
19. Мурашев В. И., Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона, Машстройиздат, 1950.
20. Немировский Я. М., Жесткость изгибаемых железобетонных элементов и раскрытие трещин в них, сборник «Исследования обычных и предварительно напряженных желе
зобетонных конструкций», под ред. проф. А. А. Гвоздева и проф. В. В. Михайлова, Стройиздат, 1949.
21. Немировский Я. М., Вопросы жесткости и раскрытия трещин в железобетоне и их связь с расчетом прочности, сборник «Вопросы современного железобетонного строительства», Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
22. Немировский Я. М., Жесткость изгибаемых железобетонных элементов при кратковременном и длительном нагружении, «Бетон и железобетон» № 5, 1955.
23. Немировский Я. М., К вопросу о расчете жесткости изгибаемых железобетонных элементов, «Бетон и железобетон» № 7, 1955.
24. Немировский Я. М., Никитин Н. В., О коэффициенте Ф для расчета жесткости железобетонных элементов, «Бетон и железобетон» № 2, 1958.
25. Попов Г. И., Прочность и жесткость железобетонных и предварительно напряженных балок при работе на статическую и ударную нагрузку, диссертация на соискание степени кандидата технических наук, ВИА имени В. В. Куйбышева, 1950.
26. ТабенкинН. Л., Расчет хомутов и отогнутых стержней в изгибаемых железобетонных элементах, Госстройиздат, 1957.
27. Таль К. Э., Некоторые вопросы расчета железобетонных конструкций по новым нормам, «Бетон и железобетон» № 4, 1956.
28. Таль К. Э., Новые нормы и технические условия проектирования железобетонных конструкций, «Бетон и железобетон» № 3, 1955.
29. Та л ь К. Э., Расчет бетонных и железобетонных конструкций по расчетным предельным состояниям, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
30. Таль К. Э., Некоторые вопросы проектирования и монтажа сборных железобетонных конструкций, «Строительная промышленность» № 6, 1954.
ГЛАВА VI
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
В настоящей главе приведены основные данные по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций любых зданий и сооружений, за исключением конструкций из ячеистых и специальных бетонов. При проектировании предварительно напряженных железобетонных конструкций железнодорожных и автодорожных мостов, гидротехнических сооружений, тепловых агрегатов или других конструкций и сооружений, работающих в условиях воздействия температуры выше 100°, следует учитывать дополнительные специфические требования по проектированию перечисленных видов конструкций и сооружений. Предварительно напряженные железобетонные конструкции, возводимые в сейсмических районах, следует проектировать с учетом требований «Норм и правил строительства в сейсмических районах» (СН 8-57).
§ 1. ПРИНЯТЫЕ ОСНОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ
1. Характеристика материалов
R и R' — кубиковая прочность (марка) бетона и ку-биковая прочность бетона к моменту передачи на бетон предварительного напряжения;
и /?пр.у— нормативное и условное расчетное сопротивление (предел прочности) бетона при сжатии (призменная прочность);
/?" и ^и-у — нормативное и условное расчетное сопротивление (предел прочности) бетона на сжатие при изгибе;
/?р и /?р.у—нормативное и условное расчетное сопротивление (предел прочности) бетона при растяжении;
Eg и Еб — нормативный и расчетный модули упругости бетона при сжатии;
/?” и /?н.у — нормативное и условное расчетное сопротивление (предел прочности или предел текучести) предварительно напряженной арматуры;
R" и Ra y — нормативное и условное расчетное сопротивление (предел текучести) ненапрягаемой арматуры;
Е“ и Еа—нормативный и расчетный модули упругости арматуры;
(Еа \
п =”7н I • ьб/
2. Внешние силы
2ИН и М — нормативный и расчетный изгибающий моменты;
NH и N— нормативная и расчетная продольные силы; QH и Q— нормативная и расчетная поперечные силы;
— момент внешних сил по одну сторону от рассматриваемого сечения относительно ядровой точки;
Мув — то же, относительно условной ядровой точки.
3. Внутренние силы
N и А/н — равнодействующая усилий в предварительно напряженной арматуре fH и Ен и в ненапрягаемой арматуре Fa, Fa соответственно до и после обжатия бетона;
М*6— момент сил обжатия сечения относительно ядровой точки;
— то же, относительно условной ядровой точки;
Об — проекция предельного усилия, воспринимаемого бетоном сжатой зоны в наклонном сечении на нормаль к оси элемента;
Опр—проекция предельного усилия, вызванного обжатием бетона криволинейной (отогнутой) арматурой, на нормаль к оси элемента;
Ох.б—предельная поперечная сила, воспринимаемая совместно бетоном сжатой зоны и вертикальными хомутами.
4. Геометрические характеристики
Ь — ширина прямоугольного сечения; ширина ребра таврового сечения; суммарная толщина стенок кольцевого или коробчатого сечения;
h — высота прямоугольного, таврового или двутаврового сечения;
Ло — рабочая высота сечения (hQ=h—а\ =
=h—а'), где а и а'—расстояние от ближайших краев сечения до равнодействующей усилий соответственно арматуры FH, Fa и Ец, Fa;
§ 1. ПРИНЯТЫЕ ОСНОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ
107
х — высота сжатой зоны сечения при расчете несущей способности или при расчете тре-щиностойкости элемента;
Ftt и Fa— площадь сечения соответственно напрягаемой и ненапрягаемой продольной арматуры: в центрально сжатых и центрально растянутых элементах — всей арматуры; в изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементах — растянутой, расположенной в наиболее обжатой зоне бетона;
FH 11 Fa — площадь сечения соответственно напрягаемой и ненапрягаемой продольной арматуры в изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементах, расположенных в менее обжатой зоне бетона;
FH.x и Fa.x— площадь сечения всей напрягаемой и ненапрягаемой поперечной арматуры (пучков, проволок, всех ветвей хомутов), расположенной в одной плоскости, нормальной к оси элемента;
Fh.o и Fa.o— площадь сечения всей напрягаемой и ненапрягаемой отогнутой арматуры (криволинейных пучков, отгибов и т. п.), расположенной в одной наклонной к оси элемента плоскости;
F — площадь поперечного сечения элемента;
Fo.n— площадь приведенного поперечного сечения элемента с учетом арматуры FH, FH, Fa и Fa;
Fe — площадь сжатой зоны бетона;
* Fyui — площадь уширений растянутой части се-
Г чения;
b ^б.п и ^б.п — момент инерции и радиус инерции приведенного сечения элемента с учетом арматуры FH, F„, Fa и Fa;
Wo и Wq — моменты сопротивления для растянутого краевого волокна приведенного сечения элемента соответственно без учета и с учетом пластических свойств бетона растянутой зоны;
г я и Гу—расстояния от центра тяжести приведенного сечения элемента до наиболее удаленной ядровой точки сечения, определяемые соответственно по значениям Wo и W& 1 Wo W6\
'я = 7~: гу = Т~ > \ ^б-п ^б-п '
У» И Ун — расстояния от центра тяжести арматуры FH и FH до центра тяжести приведенного сечения элемента с площадью F б.п;
е0 — расстояние от центра тяжести приведенного сечения (Fe.n) до равнодействующей усилий Л/о-
5. Расчетные коэффициенты
т — коэффициент условий работы конструкции (элемента);
тт— коэффициент точности предварительного напряжения арматуры;
6. Напряжения
а0 и —обобщенные напряжения соответственно в арматуре FH и F^o обжатия бетона либо в момент достижения бетоном нулевого напряжения, которое возникает на уровне
той же арматуры от обжатия и внешних фактических или условных сил:
1) до проявления потерь предварительного напряжения (является контролируемым напряжением при натяжении арматуры на упоры) (°о и ао )»
2) после проявления потерь предварительного напряжения, происходящих до обжатия бетона (а01‘и аоО*»
3) после проявления всех потерь предварительного напряжения (а02 и aQ2); ап—потери предварительного напряжения в арматуре FH и FH:
1) происходящие до окончания обжатия бетона (<*ni);
2) происходящие после окончания обжатия бетона (аП2);
3) суммарные (все потери) (am+an2). а также
4) величина снижения предварительного напряжения в арматуре сжатой зоны при проверке прочности элемента в стадии предварительного обжатия и достижения бетоном условного расчетного сопротивления сжатию (аПз ); ан и ан — обобщенные предварительные напряжения соответственно в арматуре FH и FH по окончании обжатия бетона
( ан=ао — ЛОб; Зн=ао—лаб):
1) до проявления потерь (является контролируемым напряжением при натяжении арматуры на бетон) (ан и ан);
2) после проявления потерь предварительного напряжения, происходящих до обжатия бетона (ан1 и aHi)i
3) после проявления всех потерь предварительного напряжения (установившееся напряжение) (ан2 и ан2);
аа и аа— напряжения соответственно в ненапрягаемой арматуре Fa и Fa, вызванные усадкой и ползучестью бетона в момент достижения им нулевого напряжения, которое возникает в бетоне, на уровне той же арматуры от обжатия и внешних фактических или условных сил;
ас—напряжение в арматуре FH в предельном состоянии элемента при разрушении бетона от сжатия, учитываемое при проверке прочности;
аб—предварительное напряжение бетона в произвольном волокне нормального сечения элемента по окончании его обжатия:
1) до появления потерь предварительного напряжения (аб);
2) после проявления потерь, происходящих до обжатия бетона (aci);
3) после проявления всех потерь (установившееся напряжение) (аб2).
7. Жесткость
В1Кри Bi — жесткость предварительно напряженного элемента до погашения внешней нагрузкой
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
108
предварительного обжатия бетона на растягиваемой грани сечения соответственно при кратковременном и длительном действии нагрузки;
Во кр и Во — жесткость предварительно напряженного элемента, работающего в стадии эксплуатации без трещин в бетоне растянутой зоны, соответственно при кратковременном и длительном действии нагрузки;
Вкр и В — жесткость предварительно напряженного элемента, работающего в стадии эксплуатации с трещинами в бетоне растянутой зоны, соответственно при кратковременном и длительном действии нагрузки.
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1. Определение и сущность предварительного напряжения
Предварительно напряженными называют такие конструкции и элементы, в которых при их изготовлении искусственно создают собственные напряжения, улучшающие работу конструкций под нагрузкой1. Предварительному напряжению могут подвергнуться конструкции и элементы, выполненные из различных материалов (железобетона, бетона, камня, керамики, стеклянных блоков, металла и др.). Предварительное напряжение находит широкое применение в железобетонных, особенно в сборных конструкциях и элементах.
Для иллюстрации сущности предварительного напряжения железобетонных конструкций рассмотрены два примера. В качестве первого примера в табл. VI.1 приведена схема работы железобетонного элемента, вся арматура которого подвергнута предварительному напряжению растяжения до бетонирования, а бетон после спуска натяжения — осевому обжатию всего поперечного сечения элемента. В табл. VI.1 условно показаны упоры, на которые натягивают арматуру, снабженную по концам специальными захватами. На схеме 1 показано положение арматуры элемента до натяжения, а на схеме 2 — после ее натяжения внешней растягивающей силой (Nq= =FHao ) До величины контролируемого напряжения а0 и закрепления на упорах. Величина <*0 может оставаться неизменной до спуска натяжения или уменьшиться вследствие потерь от релаксации напряжений стали а3, податливости зажимов арматуры при вибрировании бетонной смеси а4 и изменения температуры арматуры а7; при этом суммарная величина потерь предварительного напряжения арматуры до обжатия бетона равнаап1 =<*з+ +а4 + а7» а оставшиеся предварительные напряжения а01 = а0 - аП1.
На схеме 3 табл. VI.1 показан элемент в процессе твердения бетона до момента спуска натяжения арматуры, а на схеме 4 — после спуска натяжения, вызвавшего укорочение бетона и его обжатие до напряжения^; при этом величина предварительного напряжения арматуры составляет aHi=aoi—лабъ где п — отношение модулей упругости стали и бетона.
После обжатия бетона в нем проявляются пластические деформации ползучести от сжатия; кроме того, продолжается его усадка, в связи с чем бетон и арматура дополнительно укорачиваются и теряют часть напряжений. Потери напряжений в арматуре от усадки и пол
1 В некоторых редких случаях предварительно напряженные конструкции можно изготовлять, применяя предварительное сжатие всей или части арматуры, что приведет к растяжению всего бетона или части его. Однако область рационального применения таких конструкций ограничена и в настоящей главе они не
рассматриваются.
зучести а2 бетона, а при многократно повторяющейся нагрузке также <*8 составляют суммарно величину ап2 = =ai+a2+°8- Общая потеря напряжений равна ап=ап1 4~ + ап2, а оставшиеся предварительные напряжения в арматуре составляют ан2 (схема 5 табл. VI.1); при этом напряжения в бетоне после проявления потерь ап2 соответственно уменьшатся и составят «бг-
Под действием внешней растягивающей нагрузки, центрально приложенной к элементу после проявления всех потерь, напряжения бетона уменьшаются и достигают нуля (см. схему 6 табл. VI.1). Арматура при этом удлиняется, и растягивающее напряжение в ней возрастает до <?о2 =ао—(ап1+апг)- С увеличением внешней нагрузки напряжения в арматуре достигают величины о02 +~ +300 кг/см2, а в бетоне возникают растягивающие напряжения, достигающие условного расчетного сопротивления /?р.у (схема 7), и затем образуются трещины (схема 8). Если после образования трещин в бетоне напряжения в арматуре не достигают условного расчетного сопротивления (/?н.у), то возможно дальнейшее увеличение внешней нагрузки. Для элемента, арматура которого не достигла условного расчетного сопротивления (предела текучести или предела прочности), уменьшение внешней нагрузки приведет к закрытию трещин в бетоне и его обжатию (схема 9). В этом случае элемент также остается предварительно напряженным, хотя часть напряжения в нем может быть дополнительно необратимо потеряна (например, вследствие необратимых деформаций стали).
В качестве второго примера в табл. VI.2 приведена схема работы железобетонного элемента, вся арматура которого после отвердения бетона подвергнута предварительному напряжению растяжения до контролируемого напряжения, равного ан , а бетон — осевому обжатию всего поперечного сечения. В этом случае арматура до обжатия бетона (схемы 1—3 табл. VI.2) не имеет с ним сцепления и располагается в каналах. Инъецирование в каналы цементного теста или раствора для создания сцепления производят после натяжения арматуры (схема 4 табл. VI.2). По окончании обжатия бетона потери предварительного напряжения арматуры составят <*ni=a4+a5-Эти потери могут быть вызваны обжатием прокладок, расположенных между анкерами и бетоном элемента, податливостью анкеров арматуры и т. п.а4, а также трением арматуры о стенки канала а5. Для этой стадии работы элемента напряжения в арматуре составят ан1, а в бетоне ®6i-
После проявления потерь предварительного напряжения <1п2 = °1+аг+аз, вызванных усадкой oj , ползучестью бетона °2 и релаксацией напряжений стали сг3> оставшиеся напряжения в арматуре, называемые установившимися, равны аИ2, а в бетоне <*б2 (схема 5 табл. VI.2).
При приложении внешней растягивающей силы после проявления всех потерь работа элемента и его напряженные состояния (схемы 6—9 табл. VI.2) аналогичны работе и напряженным состояниям элемента с арматурой, натянутой на упоры (см. схемы 6—9, табл. VI.I).
Для внецентренно обжатых элементов, в которых обжимается часть поперечного сечения бетона, изменения напряженного состояния обжатого бетона на разных стадиях его работы происходят подобно тому, как это указано выше для центрально обжатых элементов.
При наличии в элементах ненапрягаемой арматуры изменение стадий их напряженного состояния практически останется таким же, однако дополнительно учитывают сжимающие напряжения аа и аа, возникающие в ненапрягаемой арматуре, при проявлении усадки и ползучести бетона.
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
109
Таблица VI.1
Схема работы предварительно напряженного железобетонного элемента при натяжении арматуры
на упоры
№ п/п Характеристика напряженного состояния элемента Схема Напряжения Обобщенные напряжения
в арматуре | 1 В 1 бетоне в арматуре 1 в 1 бетоне
1 Арматура до натяжения 1- 1 1 0 — 0 —
2 Арматура после натяжения а0 или ао1=а0-зп1, где ’п1 = ’3 + % + °7 — ао —
IL "J!|
3 Элемент забетонирован бб н 0 ао 0
4 Бетон обжат 6St аН1 = а01 - п аб1 ’61 ан аб
g 7////7Я7Я& I У7//ШШ
1
5 Произошли полная усадка и ползучесть бетона ' ’н2 ~ ’н! — »П 2> : где ап2 = °! + 32 + о8 аб2 ан аб
6 Внешняя нагрузка погасила обжатие бетона 0 I к» о.. а02-а° “ ап1 ~ аП2 0 ао 0
7 Элемент непосредственно перед образованием трещин Rp<T г* * ао2 + 300 кг!см> Яр.у ’о + + 300 кг,см Яр.у
4
" —-—’ - v
8 Образовались трещины < ^н у - ^^н-у -
9 Нагрузка снята, трещины закрылись ~ °Н2 аб2 ~~ ан ~ аб
I»
Условные обозначения
'2
гз
8
ГН1 ’н2
— потери напряжения в нрматуре от усадки бетона;
— то же, от ползучести бетона;
— то же, от релаксации напряжений арматуры;
— то же, от деформации анкеров арматуры;
— то же, от изменения разности температур натянутой арматуры и устройств, воспринимающих усилие натяжения;
— то же, от воздействия многократно повторяющейся нагрузки;
— напряжения в арматуре после спуска натяжения, проявления первой группы потерь ап1 и обжатия бетона до напряжения { —то же, после спуска натяжения и проявления всех потерь (ап = <*п1+ ®п2), а также обжатия бетона до напряжения зб2.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
по
Таблица VI.2
Схема работы предварительно напряженного железобетонного элемента при натяжении арматуры на бетон
№ п/п
Характеристика напряженного состояния и работы элемента
Схема
Напряжения
Обобщенные напряжения
в арматуре
в бетоне
в арматуре
в бетоне
Арматура до натяжения
Арматура натянута; бетон обжат; канал заполнен раствором
Элемент непосредственно перед образованием трещин
Элемент до обжатия
Образовались трещины
Произошли полная усадка и ползучесть бетона
Произошла начальная усадка бетона; арматура заведена в элемент
Внешняя нагрузка погасила- обжатие бетона
-РА
Конец
аН1 “ aQ Лаб1 или ан1 = а01-лабг а01 - ао ~ апг ГДе аП1 = % + а5
Н2 . Н1 П2* 7П2 = °1 + а2 + °3
П1 -г n2J
Т02 + 300 СМ'
Гб1
'62
^р.у
+ 300 кг см:
гб
'б
Яр.у
Нагрузка снята, трещины закрылись
Н2
02
гб
О
О
2
О
О
3
4
6
7
8
9
6W
02 “
О
о
о
о
н
н
О
О
О
Н
Условные обозначения
а2’ °3* а4’ ан1 и аб1—те же обозначения, что и в табл. VI. I, ^—потери напряжения в арматуре от трения пучков или стержневой арматуры о стенки каналов
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
111
2. Назначение, экономическая эффективность и область применения предварительного напряжения
Предварительное напряжение железобетонных конструкций производится в целях:
а) уменьшения расхода стали путем использования арматуры высокой прочности, достигающей 4.0—50%, а в отдельных случаях 60^80% по сравнйгято с расходом металла при применении стали марок Ст. 3 и Ст. 0;
б) такого увеличения трещиностойкости конструкций, при котором в зависимости от условий эксплуатациик,тре-щины вовсе отсутствовали или раскрытие их было ограничено;
в) увеличения жесткости конструкций, уменьшения их прогибов и зыбкости;
г) обжатия стыков элементов сборных конструкций;
д) повышения выносливости конструкций, работающих под воздействием многократно повторяющихся нагрузок, вызванных работой кранов, автотранспорта, машин с неуравновешенными массами и т. п.;
е) увеличения срока службы конструкций при воздействии на них агрессивной среды (дымовых газов, паров кислот, морской воды), атмосферных осадков и т. п.;
ж) уменьшения расхода бетона и снижения веса конструкций.
Предварительное напряжение наиболее рационально применять в конструкциях, в которых постоянная и эксплуатационная нагрузки вызывают растяжение всего сечения бетона или части его (осевое и внецентренное растяжение, изгиб, внецентренное сжатие с большим эксцентрицитетом). К таким конструкциям относятся напорные трубы, стенки резервуаров, затяжки арок, растянутые элементы ферм, балки, прогоны, ригели рам, панели перекрытий и покрытий, шпалы, сваи, мачты и столбы для линий электропередач и связи, подпорные стенки, фундаменты, станины машин, части оборудования (поддоны) и т. п.
Для железобетонных конструкций, работающих под эксплуатационной нагрузкой на осевое или внецентренное сжатие 2-го случая (см. § 3 главы V), предварительное напряжение продольной арматуры путем ее растяжения целесообразно лишь в особых условиях, например:
а) в сборных конструкциях (длинные сваи, колонны, стойки) с целью предотвращения образования в них трещин при изготовлении, транспортировании и монтаже (забивке);
б) в конструкциях, где предварительное напряжение может увеличить сопротивление продольному изгибу (стойки рам, элементы ферм);
в) в элементах, подвергающихся длительному сжатию, но периодически разгружаемых, так что упругость разгружаемой арматуры может вызвать при разгрузке растяжение в бетоне, укоротившемся вследствие ползучести с течением времени (колонны отстойников, башен, резервуаров).
В линейных, стержневых и плитных конструкциях, опирающихся по двум сторонам, обычно создают одноосное предварительное напряжение в направлении расположения продольной рабочей арматуры. В панелях, плитах и других конструкциях, опирающихся по контуру или на сплошное основание, а также в изгибаемых конструкциях, воспринимающих большие поперечные силы, целесообразно создавать двухосное предварительное напряжение. В массивных конструкциях может быть создано трехосное предварительное напряжение.
В сборных железобетонных элементах сплошного круглого и толстостенного кольцевого сечения (при — < 12), работающих при эксплуатационной нагрузке d
преимущественно на осевое сжатие, и в аналогичных элементах сборно-монолитных конструкций может быть применено предварительное напряжение поперечной (спиральной) арматуры. К таким элементам относятся колонны многоэтажных зданий, элементы сжатых поясов ферм и арок.
3. Классификация конструкций
Предварительно напряженные железобетонные конструкции могут быть сборными, сборно-монолитными и монолитными.
Сборные конструкции состоят из одного или нескольких монтажных элементов, доставляемых к месту установки в готовом или предварительно укрупненном виде.
Ри с. VI. 1. Примеры сборно-монолитных железобетонных конструкций
1 — предварительно напряженные элементы; 2 — рифленая поверхность элементов
С б о р н о-м онолитные конструкции состоят из заранее изготовленных предварительно напряженных элементов — брусков, досок, решеток и т. п. — или из бетонных и железобетонных блоков, обжатых предварительно напряженной арматурой, и относительно большого объема бетона, укладываемого в конструкцию на месте ее применения, с установкой дополнительной напрягаемой или ненапрягаемой арматуры или без нее; при этом уложенный на месте бетон обеспечивает совместную работу всех элементов конструкций (рис. VI.1).
Предварительно напряженные конструкции различают по составу поперечного сечения, виду арматуры, времени ее натяжения, характеру сцепления с бетоном, способу анкеровки в бетоне, по процессу укладки и натяжения арматуры, а также по способу предварительного натяжения и его контролю.
1. По составу поперечного сечения различают:
а) однородные конструкции, выполняемые за один прием из бетона одной марки;
б) неоднородные (комплексные) конструкции, выполняемые за один прием из бетона различных марок или за несколько приемов из бетона одной или нескольких марок; к ним относятся сборные конструкции (панели, плиты, балки и т. п.) из заранее изготовленных предварительно напряженных элементов и ненапрягаемого бетона; последний составляет основную часть сечения и, как правило, имеет меньшую прочность. В комплексных конструкциях бетон различных марок обычно укладывают слоями. К этим конструкциям могут относиться: пустотелые и сплошные элементы перекрытий и покрытий, элементы стен и др.; при этом напрягаемую арматуру, как правило, располагают в более прочном и плотном бетоне.
ГЛАВА VLPAC4ET И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
112
2. По виду арматуры различают конструкции, армируемые отдельными проволоками (струнами), пучками, прядями, прокатными стержнями и предварительно напряженными элементами.
3. По времени натяжения различают конструкции с арматурой: а) напрягаемой до затвердения бетона на упоры, поддоны, формы (натяжение на упоры); б) напрягаемой на бетон после его затвердения (натяжение на бетон).
4. По сцеплению арматуры с бетоном различают следующие три группы конструкций: а) с непосредственным сцеплением; б) со сцеплением, обеспечиваемым дополнительной укладкой бетона либо инъецированием цементного теста или раствора, либо применением специальных составов; в) без сцепления.
К группе «а» п. 4 относятся, как правило, конструкции, арматура которых натягивается на упоры, а к группам «б» и «в» — конструкции с арматурой, натягиваемой на бетон. При этом в конструкциях группы «б» арматура располагается в специальных каналах, пазах, выемках или на поверхности, и после ее натяжения покрывается слоем бетона или раствора, обеспечивающим ее совместную работу с бетоном конструкции. В некоторых случаях для этой цели применяют специальные составы (смазки), которые при натяжении арматуры подогреваются и размягчаются или расплавляются, а по окончании натяжения арматуры как бы застывают, создавая связь с бетоном. В конструкциях группы «в» натянутая арматура не имеет сцепления с бетоном и передает усилия на бетон посредством концевых анкеров и промежуточных упоров, расположенных по длине арматуры; поэтому она работает наподобие шпренгеля или затяжки. По- многим показателям конструкции такого вида являются менее рациональными, чем конструкции, в которых арматура имеет надежное сцепление с бетоном. Целесообразность применения подобных конструкций должна быть обоснована. Арматура в них должна быть защищена от коррозии и воздействия высоких температур.
5. По способу анкеровки арматуры в бетоне различают следующие конструкции:
а) конструкции, в которых арматура не имеет специальных анкеров и ее совместная работа с бетоном целиком обеспечивается сцеплением по длине стержней и самоанкеровкой ее концов в бетоне; в этом случае применяют предварительно напряженную арматуру из холоднотянутой проволоки периодического профиля — сплющенной или витой (из нескольких круглых проволок), а также из горячекатаных и холодносплющенных стержней периодического профиля и круглой холоднотянутой проволоки с поверхностной обработкой механическим или химическим путем;
б) конструкции с арматурой, имеющей по концам или в местах перегиба специальные анкеры; в этом случае применяют предварительно напряженную арматуру из пучков или прядей холоднотянутой стальной проволоки, а также одиночные горячекатаные стержни, в том числе и подвергнутые механическому упрочнению, и проволоку различного диаметра.
6. По процессу укладки и натяжения арматуры конструкции подразделяются:
а) на непрерывно армированные конструкции, для которых процессы укладки и натяжения арматуры cobj мещены; в этом случае арматура из холоднотянутой проволоки натягивается механизированным способом и размещается в проектное положение в виде непрерывной обмотки;
б) на конструкции, для которых укладку и натяжение арматуры производят раздельно, с использованием сравнительно простых средств механизации, однако в
данном случае затраты труда больше, чем при непрерывном армировании.
7. По способу предварительного напряжения арматуры различают конструкции с натяжением арматуры:
а) механическим способом с использованием поворотных столов, натяжных машин и приспособлений, домкратов, собственного веса конструкций, центробежной силы для центрифугированных элементов, внутреннего давления при изготовлении труб и резервуаров, прессования свежеуложенного бетона и т. п.;
б) термическим способом при использовании укорочения предварительно нагретой арматуры;
в) при использовании энергии напрягающего цемента, способного в процессе твердения обеспечить натяжение арматуры; такие конструкции называются само-напряженными. В настоящее время они находятся еще в стадии лабораторных исследований.
4. Общие сведения о проектировании конструкций
При проектировании предварительно напряженных конструкций следует применять такие конструктивные решения и технологические приемы их изготовления и возведения, которые позволяют наиболее эффективно использовать сталь и бетон высоких марок, применять тонкостенные и пустотелые крупнопанельные элементы сборных перекрытий, длинномерные элементы покрытий, пространственные каркасы и тонкостенные сборные и сборно-монолитные конструкции, оболочки и т. п. с минимальной площадью поперечного сечения.
Уменьшение собственного веса предварительно напряженных конструкций делает возможным и экономичным устройство перекрытий больших пролетов с применением этих конструкций.
В целях уменьшения веса, увеличения жесткости и трещиностойкости конструкций, а также увеличения эффекта предварительного напряжения сборные конструкции устраивают многопустотными, двутаврового, коробчатого сечения и т. п.
Предварительно напряженные элементы, предназначенные для армирования сборных или сборно-монолитных конструкций, должны проектироваться и изготовляться с учетом условий, при которых наилучшим образом обеспечивается надежное сцепление и эффективная совместная работа этих элементов с укладываемым на них бетоном (форма и размеры поперечного сечения, шероховатая поверхность, а в некоторых случаях и выпуски арматуры); предварительно напряженные элементы целесообразно использовать в качестве несущей опалубки.
Для предварительно напряженных элементов, в которых арматура расположена снаружи бетона, между арматурой и бетоном, а также между арматурой отдельных элементов следует предусматривать зазоры, что облегчает заполнение швов бетоном или раствором.
При проектировании предварительно напряженных конструкций следует также предусматривать мероприятия, обеспечивающие сохранение проектной величины предварительного напряжения арматуры при их изготовлении, не допуская передачи (постоянной или временной) на натянутую арматуру нагрузки от веса опалубки, вспомогательного оборудования и т. п., если эта нагрузка не учтена расчетом при определении величины усилия (или напряжения), контролируемого при натяжении арматуры.
Расположение арматуры в сечении элемента и способ ее натяжения должны исключать возможность перенапряжения или неравномерность обжатия бетона арматурой, не предусмотренные расчетом. Обжатие
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
113
элемента продольной арматурой после затвердения бетона начинают с натяжения арматуры, расположенной ближе к центру тяжести сечения, либо с одновременного натяжения всей или части арматуры, расположенной симметрично относительно центра тяжести сечения.
При проектировании статически неопределимых конструкций их схемы и порядок изготовления, как правило, назначают такими, чтобы при предварительном напряжении была исключена возможность возникновения в них дополнительных усилий, ухудшающих их работу. В связи с этим рекомендуется обеспечить в конструкциях возможность свободной деформации бетона при его обжатии, для чего устраивают временные швы или шарниры, снижающие или устраняющие статическую неопределимость конструкции, так, например, стенки цилиндрических резервуаров отделяют от днища, рамы обращают в статически определимые введением шарниров, а после натяжения швы или шарнирны замоноличи-вают.
Не следует прибегать к временному снижению статической неопределимости конструкции, если расчетом установлено, что вызванное предварительным напряжением перераспределение усилий в системе улучшает работу конструкции под нагрузкой.
Если при создании предварительного напряжения в статически неопределимых конструкциях возникают дополнительные усилия, ухудшающие их работу, то они должны быть учтены расчетом; так, например, в неразрезных балках промежуточные опоры препятствуют свободной деформации балки и на опорах возникают реакции. Усилия, вызываемые предварительным напряжением арматуры, создают не только моменты, возникающие в статически определимой системе, но и добавочные статически неопределимые моменты, которые необходимо учитывать.
В предварительно напряженных железобетонных конструкциях следует преимущественно применять арматуру из стали с наиболее высокими механйческими свойствами: из холоднотянутой стальной проволоки и низколегированной стали периодического профиля. Причем арматура применяется в виде:
а) непрерывной обмотки в плитных и линейных изделиях массового применения, в напорных трубах, цилиндрических резервуарах, силосах и т. п.;
б) арматурных пучков и прядей в длинномерных и неразрезных конструкциях типа балок, ферм, плит, оболочек и т. п.;
в) отдельных проволок, проволочных пакетов и прядей при производстве стендовым способом линейных и плитных конструкций малого и среднего пролета типа балок, предварительно напряженных элементов сборномонолитных конструкций и т. п.;
г) стержней из горячекатаной стали или катанки из низколегированной стали при производстве настилов, панелей перекрытий и пр. поточно-конвейерным способом или при изготовлении линейных конструкций: подкрановых балок, балок и других элементов покрытий и перекрытий, мачт, шпал и т. п. — стендовым способом.
Ненапрягаемую арматуру применяют преимущественно в виде сварных каркасов и сеток из стали периодического профиля и низкоуглеродистой холоднотянутой проволоки. При этом плоские каркасы рекомендуется укрупнять в пространственные при их изготовлении или монтаже. Соединение отдельных плоских каркасов и сеток производится электросваркой. Легкие сетки и каркасы связывают между собой и подвязывают к натянутой арматуре вязальной проволокой.
Для изготовления закладных деталей применяют листовую, полосовую и фасонную горячекатаную сталь марок Ст. О и Ст. 3; для изготовления стальных анкерных устройств, кроме того, применяют стали более высокой
прочности (45Х, 45, 40Х, 40, 25Г2С, Ст. 5 и другие аналогичные виды стали); при этом необходимо предусматривать термическую обработку пробок и клиньев в целях увеличения их твердости до R с = 484- 60 (по Роквеллу) .
5. Материалы для предварительно напряженных железобетонных конструкций
а) Бетон
Бетон для предварительно напряженных конструкций применяют в соответствии с данными, приведенными в гл. I настоящего справочника.
Раствор для защитного слоя арматуры, для заделки рабочих швов, пазов, гнезд и т. п. принимают марки не ниже 150, а раствор или цементное тесто для инъекции в каналы — не ниже 200. Для заделки швов, в которых нет рабочей и конструктивной арматуры, марка раствора может быть понижена до 50, но не ниже 0,4 Re конструкций.
Марку бетона выбирают на основании технико-экономического анализа принятого конструктивного решения в зависимости от назначения и вида конструкций, условий их изготовления, характера армирования, вида арматуры и способов ее заанкеривания.
Рекомендуемые марки бетона для различных предварительно напряженных конструкций и предел прочности бетона при сжатии (кубиковая прочность) при его обжатии приведены в табл VI.3.
б) Арматура
В качестве арматуры, подвергаемой предварительному напряжению (см. главу III), применяют преимущественно:
а) проволоку высокопрочную холоднотянутую периодического профиля и гладкую диаметром от 2,5 до 8 мм, с пределом прочности при растяжении более 10 000 кг/см2-, при этом гладкая проволока без профилировки, свивки или обработки поверхности (см. табл. VI.3, п. 3 «г» и «д») или без анкеров в качестве напрягаемой арматуры не допускается;
б) горячекатаную сталь периодического профиля, марки 30ХГ2С, диаметром от 10 до 32 мм\
в) горячекатаную сталь периодического профиля марок 25Г2С и Ст. 5, подвергнутую упрочнению вытяжкой, при соответствующем контроле или без контроля величины силы натяжения.
Горячекатаная арматура, упрочненная вытяжкой, не рекомендуется для конструкций, работающих под действием многократно повторяющейся нагрузки; при специальном техническом обосновании допускается применять арматуру из стали марки 25Г2С, вытянутую менее чем на 3,5%, и из стали марки Ст. 5, вытянутую менее чем на 5,5°/о, при соответствующем снижении нормативных и условных расчетных сопротивлений. Допускается также применять горячекатаную сталь периодического профиля марки 25Г2С, не подвергнутую упрочнению, диаметром от 6 до 40 мм. Кроме того, допускается применение предварительно напряженной арматуры из го-рячекатаной стали периодического профиля и гладкой марки Ст. 5, из холодносплющенной или горячекатаной гладкой стали марки Ст. 3, если обоснована нецелесообразность применения других видов арматуры.
Помимо перечисленных выше марок сталей, для предварительно напряженных конструкций могут быть использованы другие марки стали, возможность и целесообразность применения которых подтверждены опытами.
8 Зак. 2065
. л ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
114 — — ---- .
Таблица VI.3
Марки бетона для предварительно напряженных железобетонных конструкций и пределы прочности бетона при сжатии (кубиковая прочность) при его обжатии в кг!см2
№ п/п Характеристика конструкций Марка бетона (не ниже) Кубиковая прочность бетона на сжатие при обжатии бетона в кг 1см'2 (не ниже)
1 Большепролетные конструкции, собственный вес которых составляет значительную часть расчетной нагрузки; рекомендуется: а) тяжелый бетон 400 *
б) легкий бетон 200 ♦
2 Конструкции, на которые действует многократно повторяющаяся нагрузка: а) на открытом воздухе 300 *
б) в помещении 200 *
3 Конструкции из тяжелого бетона, армированные: а) холоднотянутой гладкой стальной проволокой с анкерами . . 300 200* **
б) холоднотянутой стальной проволокой периодического профиля по ГОСТ 8480-57, диаметром 2,5—5 мм ....... 300** 200**
в) то же, диаметром 6 мм и более 400** 300**
г) витой гладкой проволокой диаметром 2,5—3 мм • 400** 250**
д) гладкой проволокой, обработанной механическим способом (протяжкой через устройства с карборундовой крошкой, правильными станками, образующими риски, насечку и т. п.), либо химическим способом (травлением в ваннах и т. п.) . 400** 350**
е) горячекатаной арматурой периодического профиля, диаметром более 20 мм или холодно-сплющенной арматурой диаметром 16—32 мм 300 200
Нормативные и расчетные характеристики, модули упругости, коэффициенты однородности и условий работы арматурных сталей для предварительно напряженных конструкций принимают в соответствии с данными глав III и V.
6. Потери предварительного напряжения
При назначении напряжений или усилий, контролируемых при натяжении арматуры, а также при расчетах трещиностойкости и прочности, учитывают потери предварительного напряжения арматуры, вызванные различными факторами. Значения потерь принимают по табл. VI.4—VI .6 или по результатам опытов, но во всяком случае величина потерь должна приниматься не менее 1 000 кг) см2.
При натяжении арматуры на упоры учитывают потери (см. табл. VI.4), происходящие:
до обжатия бетона — от релаксации напряжений стали а3, деформации анкеров и температурного перепада о7 (см. пп. 3, 4 и 7);
после обжатия бетона — от усадки ползучести а2 бетона и воздействия многократно повторяющейся нагрузки а8 (см. пп. 1, 2 и 8).
Продолжение табл. VI. 3
№ п/п Характеристика конструкций Марка бетона (не ниже) Кубиковая прочность бетона на сжатие при обжатии бетона вкг<см-(не ниже)
4 Конструкции из тяжелого и легкого бетона, в котором располагается горячекатаная арматура периодического профиля, диаметром до 20 мм или холодносплющенная арматура диаметром 6—14 мм ....... 200*** 140***
5 Конструкции из легкого бетона, в пределах которого напрягаемая арматура не располагается и защищена от него слоем тяжелого бетона или раствора толщиной не менее 15 мм ............ 50 50
6 Железобетонные торцовые шайбы под анкерами; бетон анкерных стаканов, в которых заделываются загибаемые крюками концы проволок . . . 600 500
7 Монолитные конструкции резервуаров, силосов и труб 15G 100
Дополнительно укладываемый тяжелый бетон сборно-монолитных массивных конструкций 100 —
8 Ненапрягаемый тяжелый бетон сборных конструкций, армированных предварительно напряженными элементами ‘ . 100 —
* Кубиковую прочность бетона при его обжатии принимают в зависимости от вида напрягаемой арматуры.
** Марка бетона и прочность бетона при его обжатии указаны для конструкций, работающих при статической нагрузке; при многократно повторяющейся нагрузке указанные марка бетона и прочность бетона при его обжатии должны быть повышены на 20—25и/0.
*** Допускается применять бетон марки 150 в конструкциях из легкого бетона с горячекатаной арматурой периодического профиля, с нормативным сопротивлением до 4 000 кг 1см2 и диаметром до 20 мм. натягиваемой до напряжений не более 3 500 кг/см2. Прочность бетона при его обжатии должна быть не менее 120 кг/см2.
При натяжении арматуры на бетон учитывают потери, происходящие:
до обжатия бетона — от деформации анкеров и трения арматуры о бетон а5 (см. пп. 4 и 5);
после обжатия бетона — от усадки и ползучести а2 бетона, релаксации напряжений стали а3, смятия бетона под витками арматуры а6 и воздействия многократно повторяющейся нагрузки а8 (см. пп. 1, 2, 3, 6 и 8).
Для предварительно напряженных железобетонных напорных труб, резервуаров, свай и других конструкций, находящихся в условиях повышенной влажности, величины потерь предварительного напряжения от усадки и ползучести бетона, указанные в табл. VI.4, допускается уменьшать на 50%.
Для предварительно напряженных железобетонных конструкций, собираемых из отдельных блоков длиной б ле и более, без заливки швов между блоками и стягиваемых арматурой, величину потерь предварительного напряжения от усадки и ползучести бетона принимают такой же, как и для конструкций с арматурой, натягиваемой на упоры. При длине блоков менее 6 м величину потерь следует принимать большей.
Для конструкций с натяжением арматуры на бетон, собственный вес которых при обжатии бетона не умень-
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
11J
Таблица VI.4
Потери предварительного напряжения арматуры в кг/см2
№ п/п Факторы, вызывающие потерю предварительного напряжения в арматуре, и их обозначения Величина потерь в кг/см* при натяжении арматуры:
на упоры на бетон
1 Усадка тяжелого бетона (ах) (см. примечание 1) 400 300
2 Ползучесть тяжелого бетона (аа) (см. примечание 1) kE^R / \ 1 / б Л г \ °б+3«' (—-0.5 J (см. прим* 0,75 kE&R ай+ЗЯ' | — 0,5) \ *' )
ечание 2)
3 Релаксация напряжений в холоднотянутой проволоке (а3) 0,05 а0 + 0,2 ( % — 0,65/?") ; 0,05 ад + 0,2 ( ’о -0,65 Яв1)-(см. примечание 3)
За То же, в горячекатаной арматуре (аа) 0 0
4 Деформация анкеров (обжатие шайб, расположенных между анкерами и бетоном элемента), равная Хх = 1лсл< на каждый анкер, и деформация анкеров стаканного типа или колодок с пробками для пучковой арматуры или анкерных гаек и захватов для стержневой арматуры, равная = 1мм на каждый анкер или захват (а4) (Хх + Х,) 1 где 1 — длина натягиваемого пучка или стержня в мм (см. примечание 4)
5 Трение пучков, прядей или стержней арматуры о стенки каналов на прямолинейных и криволинейных участках или трение их о криволинейные поверхности элементов (а5) — н ( ekx + и е (см. примечание 5, а также табл. VI. 5 и VI. 6)
6 Смятие бетона под витками спиральной или кольцевой арматуры при диаметре конструкции не более 3 м (ав) — 300
8*
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
116
Продолжение табл. VI. 4
№ п/п Факторы, вызывающие потерю предварительного напряжения в арматуре, и их обозначения Величина потерь в кг.см? при натяжении арматуры
на упоры на бетон
7 Изменение разности температуры натянутой арматуры и устройства, воспринимающего усилие натяжения, например, при пропаривании или подогреве бетона и т. п. (а7) 20 А/, где А/ — разность между температурой арматуры и температурой упоров, воспринимающих усилия натяжения, в град. -
8 Воздействие многократно повторяющейся нагрузки, учитываемое только при расчете на выносливость (а8) 600 (см. примечание 6)
Примечания. 1. Величину потерь предварительного напряжения в арматуре от усадки и ползучести для легкого бетона принимают по опытным данным.
2. В формулах п. 2 величину напряжений а6 определяют до проявления потерь, происходящих после обжатия бетона; при этом в необхо. димых случаях допускается учитывать собственный вес элемента и те нагрузки, которые действуют при обжатии бетона и остаются при экс-(аб \
-------0,5 J учитывают только при > 0,5 Я'; значительное обжа-
IV----J
тие бетона ( °б > ) пРи»одит к большим потерям напряжений и поэтому не всегда целесообразно. Коэффициент k = 1 при применении
арматуры из холоднотянутой проволоки; k = 0,8 — при горячекатаной арматуре.
3. В формулах п. 3 выражение в круглых скобках ( а0 — 0.65 j и а —0,65 Я”’)' учитывают только при а0 >0,65 Я” и при а' > 0,65 Я н' .
о н
4. При применении анкеров в виде плотно завинчиваемых гаек или клиновых шайб, устанавливаемых между анкером и элементом либо между захватом и опорным устройством, в формуле п. 4 потери вследствие обжатия гаек и шайб можно не учитывать, т. е. Xi = 0.
5. В формуле п. 5 приняты следующие обозначения: дн—контролируемое предварительное напряжение арматуры до проявления потерь; допускается принимать ан**а0; ®—центральный угол в радианах дуги соприкасания арматуры на криволинейном участке канала (см. рис. VI. 2Y,x—длина прямолинейного участка канала от натяжного устройства до расчетного сечения; ц.— коэффициент трения арматуры о стенки канала, принимаемый по табл. VI. 5; k — коэффициент, учитывающий отклонение прямолинейного участка канала (на 1 м) по отношению к его проектному положению; принимается по табл. VI. 5. Для определения значения ( 1 — 1 | рекомендуется пользоваться табл. VI. 6.
у е& г + fie j
6. В формуле п. 8 приняты следующие обозначения: — установившееся напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой
арматуры растянутой зоны, определяемое до проявления потерь от воздействия многократно повторяющейся нагрузки; — условное расчетное сопротивление на выносливость, принимаемое по главе V (стр.
’ б.у
63) в зависимости от вида напряженного состояния.
Таблица VI.5
Значения k и р. для гладкой арматуры при определении по формуле п. 5 табл. VI.4 потерь предварительного напряжения арматуры от трения ее о стенки каналов
№ п/п Характеристика канала (а Коэффициент k на 1 пог. м длины канала
1 Канал отделан оболочкой в виде тонкой стальной трубки 0,35 0,003
2 Канал образуется протаскиванием сквозь бетон стержня или трубы после укладки бетона 0,55 0
3 Канал образуется надуваемым резиновым шлангом с жестким стержнем, удаляемыми из бетона после его укладки 0,55 0,0015
Примечание. При применении арматуры периодического профиля коэффициенты Лир. принимают по п. 1 табл. VI. 5 при условии, что в местах перегиба и на криволинейных участках сгенки каналов выполнены из более толстых стальных оболочек с гладкой поверхностью (газовые и водопроводные трубы и т. п.).
шает напряжений сжатия бетона или уменьшает их незначительно, рекомендуется предусматривать повторное натяжение арматуры. Вначале элемент обжимают не на полную величину усилий натяжения, а лишь в пределах того, что допустимо по расчету. Повторное натяжение арматуры производят после увеличения внешней нагрузки либо после приобретения бетоном более высокой прочности.
При применении в элементе нескольких пучков (стержней, прядей) арматуры, натягиваемых после отвердения бетона неодновременно, учитывают изменение (снижение или увеличение) предварительного напряжения в ранее натянутой арматуре; это изменение предварительного напряжения обусловлено упругим обжатием бетона усилиями пучков, натягиваемых позднее. Такое изменение напряжений приближенно принимают равным п А аб » где п — отношение модуля упругости напрягаемой арматуры к модулю упругости бетона в момент его обжатия; A ag—среднее (по длине элемента) значение напряжения в бетоне на уровне центра тяжести ранее натянутых пучков от силы натяжения пучков, напрягаемых после первой группы; при этом значение напряже-
§ 2. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
117
Таблица VI.6
1
[для определения по формуле п. 5
табл. VI.4 потерь предварительного напряжения арматуры от трения ее о стенки каналов
Лх+р.0 1 Лх+р.0 i 1 &jr+p.9 1 1
1 ekx+pA ^/глЧ-Р-9
0,00 0,000 1,00 0,632 2,00 0,865
0,05 0,049 1,05 0,650 2,05 0,871
0,10 0,095 1.Ю 0,667 2,10 0,877
0,15 0,139 1,15 0,683 2,15 0,883
0,20 0,181 1,20 0,699 2,20 0,889
0,25 0,221 1,25 0,713 2,25 0,895
0,30 0,259 1,30 0,727 2,30 0,900
0,35 0,295 1,35 0,741 2,35 0,905
0,40 0,330 1,40 0,754 2,40 0,909
0,45 0,362 1,45 0,766 2,45 0,914
0,50 0,393 1,50 0,777 2,50 0,918
0,55 0,423 1,55 0,788 2,55 0,922
0,60 0,451 1,60 0,798 2,60 0,926
0,65 0,478 1,65 0,808 2,65 0,929
0,70 0,503 1,70 0,817 2,70 0,933
0,75 0,528 1,75 0,826 2,75 0,936
0,80 0,551 1,80 0,835 2,80 0,939
0,85 0,573 1,85 0,843 2,85 0.942
0,90 0,593 1,90 0,850 .2,90 0,945
0,95 0,613 1,95 0,858 2,95 0,948
ния в арматуре принимают за вычетом потерь, происходящих до обжатия бетона.
Величину A og определяют для каждой группы пучков, натягиваемых после той группы пучков, для которой подсчитывают потерю напряжения; поэтому арматура ранее натягиваемой группы должна быть напряжена больше на найденную таким способом величину изменения напряжения. При определении изменения предварительного напряжения рекомендуется арматуру подразделять на две-три группы.
Подсчет изменения напряжений в арматуре при неодновременном натяжении стержней или их групп может быть произведен иным, более точным способом, чем приведенный выше.
Наибольшую величину напряжения арматуры % и °о» как правило, принимают:
для твердых сталей не более 0,65 но не менее 0,4 R*;
для мягких сталей не более 0,9
Величина предварительного напряжения может быть увеличена для твердых сталей до 0,75 7?”; для мягких сталей до R* в следующих случаях: в арматуре сжатой зоны FH с целью увеличения трещиностойкости послед
ней при обжатии, транспортировании и монтаже элемента; в кольцевой арматуре напорных труб;
при временной перетяжке арматуры с целью получения постоянного модуля упругости арматуры, компенсации потерь от релаксации напряжений стали или неодновременного натяжения арматуры, или трения арматуры о стенки каналов и поверхность бетона, а также о г температурного перепада между натянутой арматурой и упорами, воспринимающими натягивающее ее усилие.
Рис. VI. 2. Схема изменения усилий в натягиваемой арматуре криволинейного очертания при ее трении о поверхность канала или о бетон конструкций
—усилие, развиваемое домкратом или натяжным устрой-ж. kx + □.$ ,,
ством: JVH = Ne ; N — усилие в арматуре с учетом потерь от трения; — усилие в арматуре на прямолинейном участке ее при отсутствии трения.
Потери предварительного напряжения арматуры от трения
При натяжении арматуры термическим способом максимальную температуру ее нагрева принимают не более 300° для твердых и 400° — для мягких сталей.
7. Коэффициенты условий работы
Коэффициенты условий работы т для предварительно напряженных железобетонных конструкций при расчете их несущей способности принимают:
а) для изгибаемых элементов, в которых образование трещин в растянутой зоне предшествует исчерпанию несущей способности, согласно указаниям, имеющимся в главе V (стр. 65);
б) для плит, армированных мягкой сталью, окаймленных по всему контуру, то же (стр. 65);
в) для малоармированных элементов, в которых при образовании трещин в растянутой зоне исчерпывается их несущая способность вследствие достижения условного расчетного сопротивления арматуры растяжению (применение таких элементов не рекомендуется), и для сборных элементов напорных труб т = 0,9;
г) для прочих элементов предварительно напряженных конструкций, за исключением случаев, предусмотренных главой V настоящего справочника и специальными требованиями, m= 1.
Коэффициенты условий работы арматуры и бетона предварительно напряженных конструкций непосредственно в расчетные формулы не входят; они учтены в выражениях для условных расчетных сопротивлений арматуры и бетона (см. главу V).
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
118
8. Коэффициенты точности натяжения арматуры
Коэффициенты точности предварительного напряжения арматуры принимают:
при расчете несущей способности и жесткости, а также при проверке трещиностойкости при обжатии бетона, транспортировании и монтаже элементов конструкций znT = 1;
при расчете трещиностойкости в стадии эксплуатации тт = 0,9.
§ 3. ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Усилия в сборных статически определимых предварительно напряженных железобетонных конструкциях определяют обычными методами по правилам строительной механики, как для однородного упругого тела.
В статически неопределимых конструкциях усилия от воздействия внешних нагрузок и от предварительного напряжения определяют с учетом в необходимых случаях пространственной работы конструкции, пластических деформаций бетона и арматуры и наличия трещин в растянутом бетоне.
Усилия, вызываемые в сечении элемента силами напрягаемой арматуры, определяют по формулам:
(VI. 1)
МпР-х = 2 Мн cos ах;
Qnp-x = Е Мн sin ах >
А1пр.х= Мпр. х ех ;
Мн = fn »
где а х— угол между осью арматуры (пучка, пряди или стержня) и осью элемента в рассматриваемом сечении на расстоянии х от оси опоры;
f н— площадь сечения одного пучка, пряди или стержня предварительно напряженной арматуры;
ех — расстояние от равнодействующей усилий всей предварительно напряженной арматуры FH+ + Гн до центра тяжести рассматриваемого сечения.
Несущую способность конструкций в расчетах по первому предельному состоянию определяют по прочности или устойчивости элементов конструкций на однократное действие нагрузки и по выносливости элементов конструкций — на действие многократно повторяющейся нагрузки (подкрановые балки, шпалы, эстакады и т. п.).
Элементы конструкций, работающих на воздействие многократно повторяющейся нагрузки и имеющих армирование в виде спиралей, сеток и колец, а также элементов, подвергаемых местному сжатию, рассчитывают только на прочность.
Подкрановые балки с легким режимом работы кранов на выносливость не рассчитывают, а подкрановые <5алки, рассчитываемые на прочность при одновременной работе двух кранов, при проверке выносливости рассчитывают на нагрузку только от одного крана.
Расчет несущей способности элементов производят на воздействие расчетных нагрузок в сочетании в необходимых случаях с предварительным обжатием бетона (например, при расположении натянутой арматуры в сжатой зоне, при проверке устойчивости и др.). При отсутствии внешней нагрузки или влияния собственного веса прочность элемента при обжатии бетона проверяют лишь на усилия предварительного обжатия.
Расчет прогибов включает в себя определение собственно прогибов от нормативной нагрузки, а в случае необходимости, также и выгиба от обжатия конструкции
арматурой; этот расчет не производится, если на основании практики проектирования или опытной проверки конструкции установлено, что жесткость элемента достаточна.
Расчет образования и раскрытия трещин производят с учетом предварительного напряжения для сечений, нормальных и наклонных к продольной оси элемента.
Сборные предварительно напряженные конструкции и предварительно напряженные элементы сборных и сборно-монолитных конструкций рассчитывают на усилия, которым они подвергаются в процессе эксплуатации, а также при их изготовлении, транспортировании и монтаже.
Расчет несущей способности, образования и раскрытия трещин, а также прогибов в сборно-монолитных конструкциях и их элементах производят до приобретения уложенным на месте бетоном заданной прочности на воздействие транспортных и монтажных нагрузок (свежеуложенного бетона и т. п.) и после приобретения им заданной прочности, т. е. при его совместной работе с элементом на воздействие нормативных (расчетных) нагрузок.
Расчет конструкций предусматривает определение площади сечения предварительно напряженной арматуры, а также нахождение величины усилий, моментов или напряжений для различных предельных состояний по заданным свойствам бетона и арматуры, размерам сечения, количеству уложенной арматуры и степени предварительного напряжения.
Площадь сечения предварительно напряженной арматуры рекомендуется определять: из расчета несущей способности — для элементов, в которых постоянная нагрузка преобладает над временной и растянутая зона которых выбирается по конструктивным соображениям; при этом площадь арматуры должна быть не менее площади, определяемой из расчета трещиностойкости и прогибов;
из расчета трещиностойкости — для элементов, в которых временная нагрузка преобладает над постоянной и размеры растянутой зоны которых выбираются по расчетным данным; при этом площадь сечения арматуры должна быть не менее площади, определяемой из расчета несущей способности.
По степени опасности образования трещин (трещиностойкости) предварительно напряженные конструкции подразделяют на три категории:
к 1-й категории относятся конструкции, к которым предъявляется требование непроницаемости (напорные трубы, резервуары, водонапорные башни, газгольдеры и т. п.);
ко 2-й категории относят конструкции, к которым требование непроницаемости не предъявляется и которые находятся под воздействием хотя бы одного из следующих факторов:
а) агрессивной среды (дымовые газы, морская вода и т. п.);
б) многократно повторяющейся нагрузки, а также в случаях, когда арматура конструкций полностью или частично изготовлена из высокопрочной холоднотянутой .стальной проволоки с 10 000 кг!см2 (открытые эстакады, подпорные стенки, мачты, столбы для линий электропередачи и связи, подкрановые балки, шпалы и т. п.);
к 3-й категории относят конструкции, не подвергающиеся воздействию факторов, указанных для 1-й и 2-й категории, и армированные горячекатаными стержнями, предварительно напряженными элементами либо холоднотянутой проволокой по ГОСТ 6727-53 (балки, фермы, настилы, панели перекрытий и покрытий и т. п.); при
§ 3. ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
119
этом предварительно напряженные элементы (бруски, доски и т. п.) сборных и сборно-монолитных конструкций 3-й категории, армированные высокопрочной холоднотянутой стальной проволокой с нормативным сопротивлением более 10 000 кг/ои2, относят ко 2-й категории трещиностойкости.
Как уже было сказано, образование трещин в условиях эксплуатации для конструкций 1-й категории не допускается, поэтому расчет на образование трещин для таких конструкций производится во всех случаях.
Расчет на образование трещин для конструкции 2-й категории производится, как правило, во всех случаях; однако допускается не производить расчета трещиностойкости таких конструкций, если они не подвергаются действию агрессивной среды и многократно повторяющейся нагрузки в следующих случаях:
а) для наклонных сечений, армированных хомутами (поперечной арматурой) из горячекатаной стали или сварной арматурой из холоднотянутой проволоки;
б) для зоны нормальных сечений, армированной продольными горячекатаными стержнями или сварной арматурой из холоднотянутой проволоки и работающей при нормативной нагрузке на сжатие, а при воздействии предварительного обжатия, транспортировании или монтаже — на растяжение; при этом должна быть обеспечена анкеровка концов арматуры, а армирование рас-
F'
сматриваемой зоны нормальных сечений —- 100 или F
F'
— 100 принимается не менее 0,05%, где F — площадь F
поперечного сечения элемента.
В конструкциях 3-й категории образование трещин в условиях эксплуатации допускается, и предварительному напряжению они подвергаются лишь для повышения жесткости и ограничения ширины раскрытия трещин.
Расчет сечений на образование трещин производят:
а) для конструкций 1-й категории — на расчетные нагрузки;
б) для конструкций 2-й категории — на ноомативные нагрузки (с учетом коэффициента динамичности);
в) для конструкций 1-й и 2-й категории — на воздействия предварительного обжатия бетона с учетом монтажных нагрузок.
Сборные предварительно напряженные конструкции и элементы сборно-монолитных конструкций 1-й и 2-й категорий, кроме того, рассчитываются по образованию трещин на усилия, возникающие при транспортировании и монтаже, с учетом сжимающих напряжений в ненапрягаемой арматуре, вызванных усадкой и ползучестью бетона.
В конструкциях, армированных предварительно напряженными элементами, расчет на образование трещин производится раздельно:
а) для бетона, окружающего элементы и не подвергающегося предварительному напряжению;
б) для бетона предварительно напряженных элементов.
Расчет ширины раскрытия трещин производят лишь для конструкций 3-й категории, если требуется ограничение их раскрытия; при этом ширину раскрытия трещин определяют по напряжениям в растянутой арматуре, включая ненапрягаемую, с учетом предварительного напряжения, а также работы растянутого бетона между трещинами.
Деформации конструкций 1-й и 2-й категории трещиностойкости определяют как деформации сплошного тела с учетом работы сжатой и растянутой зон; при этом для конструкций из бетона одной марки в расчет вводят приведенное поперечное сечение с учетом арматуры, а для конструкций из бетона нескольких марок — приведенное поперечное сечение с учетом арматуры и прочности бетонов, входящих в сечение. Прогибы конструкций 3-й категории трещиностойкости определяют в соответствии с указаниями § 7 главы VI.
Прогибы конструкций не должны превосходить величин, указанных в главе V; при этом наряду со строительным подъемом в необходимых случаях учитывают и выгиб от обжатия конструкций при предварительном их напряжении. Подъем в сумме с выгибом рекомендуется назначать равным расчетному прогибу от постоянной нагрузки.
Расчет образования трещин в сечениях изгибаемых, внецентренно сжатых или внецентренно растянутых элементов производят, исходя из следующих положений:
а) сечения сохраняются плоскими;
б) эпюра нормальных напряжений в растянутой зоне прямоугольная;
в) эпюра нормальных напряжений в сжатой зоне треугольная и имеет такой наклон, что при продолжении
Рис. VI.3. Схема напряжений и усилий в изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых предварительно напряженных элементах при расчете трещин в зоне, содержащей арматуру FH и Fa\ направление силы показано для случая внецентренного сжатия, а направление силы VT — внецентренного растяжения
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
120
Рис. VI.4. Схема напряжений и усилий в изгибаемых [предварительно напряженных элементах при расчете на образование трещин в зоне, содержащей арматуру FH и Га
ее в растянутую зону она отсекает на крайнем растянутом волокне отрезок, равный 2 7?р.у (рис. VI.3 и VI.4);
г) напряжения бетона в растянутой зоне равны условному расчетному сопротивлению бетона при растяжении /?р.у.
Трещиностойкость центрально растянутых элементов рассчитывают с учетом пп. «а», «б» и «г».
Для элементов и конструкций, в которых до предварительного напряжения могут образоваться трещины, а также для стыковых сечений составных и блочных конструкций прочность бетона на растяжение при расчете на образование трещин не учитывают.
§ 4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В БЕТОНЕ И АРМАТУРЕ
В предварительно напряженных конструкциях напряжения определяют: при подсчете потерь от ползучести бетона, расчетах главных напряжений, трещиностойкости и выносливости, а также при вычислении прогибов и подсчете контролируемого усилия натяжения.
Ниже рассматривается общий случай напряженного состояния обжатого элемента.
Внецентренное обжатие
Определение напряжений в сечениях, нормальных к оси элемента, производят следующим образом.
а) Рассматривают приведенное сечение, в состав которого вводят полную площадь сечения бетона с учетом ослабления его каналами, пазами и т. п., а также площадь сечения всей продольной напрягаемой и ненапрягаемой арматуры (если она больше 0,008 F), умноженной на отношение модулей упругости арматуры и бетона. При этом если части сечения бетона выполнены из бетонов разной прочности, их также приводят к бетону одной прочности, исходя из отношения их модулей упругости при сжатии;
б) напряжения в бетоне а6 , используемые при оценке потерь от ползучести (см. примечание 2 к табл. VI.4) или в иных случаях, определяют независимо от того, производится ли натяжение арматуры на упоры, или на затвердевший бетон, по формулам сопротивления упругих материалов; при этом равнодействующую усилий во всей напрягаемой и ненапрягаемой верхней и нижней продольной арматуре (рис. VI.5) рассматривают как
внешнюю силу, обжимающую, в общем случае внецентренно, полное приведенное сечение; для этого равнодействующую сил определяют по формуле
= + <VI-2)
Линия ц.т. сечения
"Т—
Рис. VI.5. Схема расположения усилий в сечении предварительно напряженного элемента
а ее эксцентрицитет относительно центра тяжести приведенного сечения по формуле
Л, %*н + ^аОа-Л.°оУн--Г»аа:Уа
е0 =------------------------------------. (V1.3)
No
где ун, ун и уа, уа — соответственно расстояние от центра тяжести приведенного сечения до усилий в напрягаемой и ненапрягаемой арматуре (рис. VI.5);
ап и Gq — напряжение в арматуре, принимаемое в зависимости от рассматриваемой стадии работы элемента, условий натяжения арматуры, величины потерь и коэффициента точности натяжения; при криволинейном расположении напрягаемой арматуры а0 и ао С0‘ ответственно умножают на cos а и cos а' ( а И а' —углы наклона напрягаемой арматуры к продольной оси элемента).
§ 4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В БЕТОНЕ И АРМАТУРЕ
121
При оценке потерь от ползучести бетона значения Об определяют на уровне центра тяжести всей продольной арматуры, а напряжения за и аа принимают равными нулю.
Величины напряжений в верхней и нижней напрягаемой арматуре, контролируемые при натяжении арматуры на затвердевший бетон, определяют по формулам:
/ N9
°н — а0 лаб — а0 п I г
\ Рб.п
(VI. 4)
(VI. 5)
ан = а0-Лаб = а0“П
*0 ео -Ун
J б.п
Рис. VI. 6. Схема распределения предварительного напряжения по длине концов холоднотянутой проволоки (без анкеров) после обжатия бетона
а — продольной арматуры; б — поперечной арматуры
В формулах (VI.4) и (VI.5) значения о0 и % ПРИ' нимают до проявления потерь, а значение Nq определяют после проявления потерь, происходящих до окончания обжатия бетона.
Величины установившихся напряжений в бетоне и арматуре после проявления всех потерь, используемые при вычислении главных напряжений в бетоне, проверке выносливости элемента и при подсчете потерь напряжений от действия многократно повторяющейся нагрузки, определяют по формулам:
No , N9 е„ аб = "Т ’ ± Гб.П ^б-П
аН = °0 Лаб • где Еа
(VI. 6)
(VI. 7)
(VI. 8)
Значения Уо и е0 определяют соответственно по формуле (VI.2) и (VI.3).
Для предварительно напряженных элементов, армированных проволокой без анкеров, установившееся напряжение в бетоне и арматуре вследствие возможного проскальзывания проволоки при спуске натяжения принимают линейно возрастающим от нуля у начала задел
ки до величин, определяемых формулами (VI.6) и (VI.7), на расстоянии I от начала заделки (рис. VI.6).
Для проволоки периодического профиля (по ГОСТ 8480-57) без анкеров значение / при постепенном обжатии бетона принимают по табл. VI.7. Для балок, армированных проволокой без анкеров, расчет главных напряжений в сечении по грани опоры на участке I является обязательным. Нарушение сцепления арматуры с бетоном у начала ее заделки должно учитываться при расчете прочности элемента.
При расчете трещиностойкости конструкций величину напряжений в напрягаемой арматуре определяют с учетом того, в какой мере проявились потери предварительного напряжения арматуры, и принимают:
а) непосредственно после обжатия бетона — с учетом потерь, происходящих до обжатия бетона, если они проявляются;
б) в стадии эксплуатации элемента — с учетом всех потерь, происходящих до и после обжатия бетона.
Для центрально обжатых элементов, напрягаемая арматура которых расположена в центре тяжести сечения или вблизи него, при их работе на изгиб напряжения в натянутой арматуре к моменту погашения краевого напряжения бетона могут не достигнуть значений % ; в связи с этим для таких элементов усилия в натянутой арматуре при расчете на образование трещин в стадии эксплуатации принимают равными ан за вычетом всех потерь.
При расчете на образование трещин учитываются также сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре и аа , вызванные усадкой и ползучестью бетона. Эти напряжения принимают численно равными:
а) до проявления ползучести бетона элемента — потерям напряжений от усадки бетона;
б) в стадии эксплуатации элемента — сумме потерь напряжений от усадки и ползучести бетона.
Таблица VI.7
Длина зоны анкеровки проволоки периодического профиля (по ГОСТ 8480-57) без анкеров I
а0 в кг]см? Длина зоны анкеровки 1 в диаметрах арматуры при кубиковой прочности бетона в момент его обжатия в кг!см*
200 300 400 500
До 6 000 90 60 40 30
Более 6 000 120 80 50 40
Примечания. 1. Для предварительно Z напряженных элементов, армированных другими видами проволоки (витой и гладкой с обработанной поверхностью) без анкеров, длину зоны анкеровки I принимают на 50 % более указанной в табл. VI. 7, но не менее 80 d, где d-диаметр проволоки.
2. В таол. VI. 7 длина зоны анкеровки проволоки указана для случая постепенного обжатия бетона арматурой; при мгновенном обжатии бетона длина зоны анкеровки проволоки, указанная в табл. VI. 7, должна быть увеличена на 25 %.
При расположении равнодействующей усилий напрягаемой арматуры на грани ядра сечения или вблизи ее напряжения в арматуре F а изменяются незначительно. В связи с этим допускается принимать аа =0.
Напряжения в бетоне ( ) и напрягаемой арматуре
(о® ) от нормативной нагрузки, проверяемые при расчете на выносливость, определяются с учетом принципа независимости действия сил по правилам сопротивления упругих материалов и суммируются с установившимися
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
122
напряжениями. В общем случае они могут быть определены по формулам:
ов - 0 X _Л_ X - Му (VI. 9)
6 бТ Гб.п Т ^б.п
В nN пМу (VI. 10)
°н ан i р i Г б.п *^б-П
тде
М и
п— отношение модулей упругости;
N — соответственно изгибающий момент и нормальная сила от нормативной нагрузки с учетом динамического влияния; при определении напряжений в рассматриваемой арматуре знак плюс при М и W принимается в случае, когда их действие вызывает растяжение арматуры, а знак минус — сжатие; при определении напряжений в бетоне знаки при М и N заменяют на обратные;
у — расстояние от центра тяжести полного приведенного бетонного сечения (Гб.п)до его произвольного волокна по высоте сечения.
§ 5. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Общие сведения
Как показывают опыты и анализы работы конструкций под нагрузкой, предварительное напряжение арматуры, обладающей достаточными удлинениями при разрыве, заметно отдаляет момент образования трещин, увеличивает жесткость, но практически не оказывает существенного влияния на несущую способность конструкции, если они запроектированы в соответствии с требованиями норм и технических условий. В связи с этим расчет несущей способности элементов предварительно напряженных конструкций производят как для обычного железобетона, не подвергаемого предварительному напряжению, в соответствии с основными положениями, принятыми в НиТУ 123-55 (см. главу V настоящего справочника), с учетом приведенных ниже указаний.
1. Предварительно напряженная арматура, расположенная в сжатой зоне бетона, при загружении элзмента внешней нагрузкой испытывает укорочение и изменяет свои напряжения, которые к моменту разрушения бетона сжатой зоны могут быть либо растягивающими, либо сжимающими, либо в частном случае равными нулю; в связи с этим арматуру, расположенную в сжатой зоне бетона, вводят в расчет не с условным расчетным сопротивлением /?н.у» а с напряжением зс , равным
% = *н.у-< (VI. 11)
а0— напряжения в арматуре Гн — принимаются в зависимости от рассматриваемой стадии работы элемента, условий натяжения арматуры и величины потерь; величина /?н-у принимается в зависимости от марки стали, но не более 3 600 кг/см2.
В изгибаемых внецентренно сжатых (1-й случай) и внецентренно растянутых (с большим эксцентрицитетом) элементах, отвечающих условию S б < 0,4 So, влияние предварительно напряженной арматуры на работу сжатой зоны бетона незначительно и поэтому в расчете прочности элемента ее не учитывают.
2. При наличии в элементе предварительно напря-.женной арматуры и арматуры, не подвергаемой предварительному напряжению, из одной или нескольких ма
рок стали каждую из.них вводят в расчет со своим условным расчетным сопротивлением.
Расчетные формулы, приведенные в настоящем параграфе, даны в общем виде и в большинстве случаев предусматривают наличие в сечении элемента двойной напрягаемой и двойной ненапрягаемой арматуры из двух марок стали.
3. При расчете прочности на центральное или вне-центренное предварительное обжатие элемента усилия обжатия вводят в расчет как внешние нагрузки; при этом напряжения в арматуре принимают равными:
а) при натяжении арматуры на упоры ао — °п»
где а0— предварительное напряжение в арматуре после проявления потерь, происходящих до обжатия бетона;
ап — потери предварительного напряжения в арматуре, равные 3 000 кг/см2, но не более напряжений а0 , вычисленных без учета потерь;
б) при натяжении на бетон одновременно всей арматуры обжимаемой зоны элемента, прочность которой проверяют, ан , где сн—контролируемое предварительное напряжение
в арматуре по окончании обжатия бетона до проявления потерь;
в) при натяжении на бетон арматуры обжимаемой зоны элемента поочередно группами а0 — ап ;
где а0— напряжение в арматуре после проявления потерь, происходящих до обжатия бетона;
ап—потери предварительного напряжения в арма-
3 000 /‘’р. н туре, равные ап = ---------
F н более 2 500 кг/си2;
ГР.Н— площадь напрягаемой арматуры всех групп обжимаемой зоны элемента, кроме площади последней группы, равной разности FH—Гр.н;
Fn—площадь всей напрягаемой арматуры обжимаемой зоны элемента, прочность которой проверяют.
При обжатии бетона арматурой, натянутой на упоры и имеющей сцепление с бетоном, продольный изгиб не учитывают, так как в этом случае усилие в натянутой арматуре не является внешней нагрузкой.
Для конструкций с арматурой, располагаемой в пазах, на боковых поверхностях и т. п. и натягиваемой на бетон, влияние продольного изгиба учитывают следующим образом:
при осевом обжатии элемента — как для элементов с ненапрягаемой арматурой (см. главу V);
при внецентренном обжатии элемента — с учетом влияния прогиба элемента в плоскости действия момента на величину эксцентрицитета продольной силы в соответствии с указаниями п. 4; при внецентренном обжатии элемента также производят проверку на устойчивость в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, как для элемента, работающего на осевое сжатие.
Расчетную длину центрально и внецентренно сжатых элементов в стадии их обжатия принимают с учетом связей с другими элементами конструкций, а также с учетом расстояния между креплениями арматуры и ограничителями, расположенными по длине элемента.
Для элементов, арматура которых располагается в каналах, добавочный эксцентрицитет как при центральном, так и при внецентренном обжатии принимают равным радиусу или половине ширины (высоты) канала; при этом элемент рассчитывают на внецентренное сжатие с учетом основного и дополнительного эксцентрицитетов.
§ 5. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
123
4. Для относительно коротких элементов влияние прогиба при их внецентренном загружении можно не учитывать, как и в элементах, не подвергаемых предварительному напряжению (см. главу V); в остальных случаях влияние прогиба допускается учитывать умножением эксцентрицитета продольного усилия относительно центра тяжести поперечного сечения элемента на коэффициент , определяемый следующим образом:
а) для сечений любой формы
1
4 800
(VI. 12)
2
б) для прямоугольных сечений 1
71 =----7,—7Т
. _ пс / ^0
400 I h
(VI. 13)
2 *
где /о — расчетная длина элемента, принимаемая согласно указаниям п. 3 и главы V;
пс = Л1 + п2 ;
Л1 — коэффициент, учитывающий влияние внешней нагрузки:
N
л1 =------------
(VI. 14)
(VI. 15)
п2 =
л2— коэффициент, учитывающий влияние усилия обжатия предварительно напряженной арматурой, не имеющей сцепления с бетоном;
р' б.п 'и.у
/?и у— условное расчетное сопротивление бетона сжатию при изгибе в момент обжатия бетона арматурой;
г—радиус инерции приведенного сечения.
При отсутствии внешней нагрузки N в момент обжатия элемента арматурой величину пс принимают равной п2 и определяют по формуле (VI. 15).
5. Расчетные изгибающие моменты в статически неопределимых балках и плитах с предварительно напряженной арматурой из мягкой стали определяют так же, как и в конструкциях с ненапрягаемой арматурой, с учетом перераспределения усилий.
2. Центрально растянутые элементы
Расчет предварительно напряженных центрально растянутых элементов производят без учета работы бетона на растяжение по формуле
N <m(RH.yF„ + Ra.yFa) , (VI. 1б) где N—расчетная продольная сила.
3. Центрально сжатые элементы
Расчет на центральное сжатие элементов с предварительно напряженной продольной арматурой и ненапря-гаемыми хомутами производят по формуле
где ф — наименьший коэффициент продольного изгиба, принимаемый в соответствии с указаниями главы V;
%—напряжение в арматуре Ги в предельном состоянии при разрушении бетона от сжатия, определяемое по формуле (VI.11).
При суммарном насыщении арматурой Fa+ FH более 3% площадь сечения Гб принимают равной сечению элемента F за вычетом площади сечения продольной арматуры. При насыщении арматурой до 3% площадь сечения Гб принимают равной площади сечения элемента Г.
4. Изгибаемые элементы
а) Элементы любой симметричной относительно плоскости изгиба формы сечения
Сечения любой симметричной формы, нормальные к оси изгибаемых элементов, рассчитывают по формуле
М < т (Rn y S6 + Ra у Sa + о' 5Н) ; (VI. 18) при этом положение нейтральной оси определяют из условия
Ra.y F. - Ra.y F'a + *и.у F« - = *и.у F6 (VI. 19)
Сечение сжатой зоны должно удовлетворять условиям
S6<0,8Sq, (VI.20)
z < — а' . (VI. 21)
В формулах (VI.18) — (VI.22):
5б— статический момент площади сечения сжатой зоны бетона, высоту которой определяют по формуле (VI. 19) относительно равнодействующей растягивающих усилий в арматуре Гн и Га (рис. VI.7);
So — статический момент площади всего рабочего сечения бетона (высотой Ло) относительно равнодействующей усилий в растянутой арматуре Гн и Га;
SH—статический момент площади сечения арматуры Ги относительно равнодействующей усилий в растянутой арматуре Гн и Га; SH = Гн(йо — ан)‘,
Sa—то же, площади сечения арматуры Га ;
Ао — рабочая высота сечения, равная расстоянию от равнодействующей усилий в арматуре Гн и Га до сжатой грани сечения;
а'—расстояние от равнодействующей усилий в арматуре Гн и Га до сжатой грани сечения;
г — расстояние от равнодействующей растягивающих усилий в арматуре Гн и Га до центра тяжести сжатой зоны бетона;
ан — расстояние от центра тяжести сечения арматуры Гндо сжатой грани сечения;
аа — расстояние от центра тяжести сечения арматуры Га до сжатой грани сечения.
Если величина ас отрицательна, то в формуле (VI.21) вместо аг принимают величину аа.
(VI. 17)
* Кроме кольцевых (трубчатых) сечений с арматурой, равномерно распределенной по сечению кольца.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
124
Величину ас определяют по формуле (VI.11).
Полку тавровых сечений, расположенную в растянутой зоне, в расчете не учитывают.
Если при расчете сечений величина зс отрицательна, а арматуру Fa не учитывают, условие (VI.21) отпадает.
Применение сечений с двойной арматурой, не удовлетворяющих условию
М < т [*И у so+ < (Ло — О] • (VI. 22)
не рекомендуется.
Рис. VI.7.
Если при расчете изгибаемых элементов сборных конструкций вводят коэффициент условий работы т = <=1,1, то необходимо соблюдение условия З’б < 0,6 So-Расчетную сжатую арматуру, не подвергаемую предварительному напряжению, в изгибаемы л элементах принимают только при ограниченней высоте сечения, наличии изгибающих моментов двух знаков или каких-либо особых требований.
б) Элементы прямоугольного сечения или таврового с полкой, расположенной у растянутой грани
Расчет изгибаемых элементов прямоугольного сечения или таврового с полкой, расположенной у растянутой грани, производят по формуле
м < т р?в у Ьх [ha — у) + a' F* (hQ — ан) +
+ *а.у F’a (Ао-01 > (VI. 23)
при этом положение нейтральной оси (рис. VI.определяют из формулы
*п.у F« + *а.у Fa - °с F'H~ *a.y fa = *и.у <VI• 24)
Сечение сжатой зоны должно удовлетворять условиям:
х<О,55Ао, (VI.25)
х>2а'\ (VI. 26)
при этом не требуется проверки условия (VI.20).
При х > 0,55 Ао увеличивают размеры сечения или повышают марку бетона. При нецелесообразности увеличения размеров сечения и повышения марки бетона разрешается в отдельных случаях увеличивать площадь сечения сжатой арматуры, не подвергаемой предварительному напряжению.
а'
Если при больших значениях “ оказывается, что «о
выполнение условия (VI.26) приводит к уменьшению
расчетной несущей способности по сравнению с расчетом без сжатой арматуры, то сжатую арматуру Fa расчете не учитывают, а условие (VI.26) отпадает.
Это имеет место при х0 < 2 д', где х0 — высота сжатой зоны без учета сжатой арматуры Fa .
Рис. VI.8.
к) Элементы двутаврового и таврового сечения с полкой, расположенной у сжатой грани
Расчет элементов двутаврового сечения или таврового с полкой, расположенной у сжатой грани, производят следующим образом (рис. VI.9).
Рис. VI.9.
1. Если соблюдено условие
*н.у F« + Ra.y Fa -°'cFH~ F'a<R..ybnhn’
(VI. 27)
(где Ап и bn — высота и ширина сжатой полки), сечение рассчитывают как прямоугольное шириной Ап*
п Ап
При этом, если — < 0,2, разрешается расчет вести
Ао
по формуле
[/
(^н-у Fh ^а.у Fa) ( Ад—
2. Если соблюдено условие
^И.у + ^а.у Г а ас
-ММуМп’
(VI.28)
(VI. 29)
т. е. нейтральная ось проходит в ребре, сечение рассчитывают с учетом работы сжатого бетона в ребре (рис. VI.10) по формуле
§ 5. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
125
М < m^H.y bx (ft0— + 0,8 7?и.у (6П — b) X
Х (Й0- У') лп + °с F'h (Л0 — °н) +
+ «а.уМА0-аа)]- (VI. 30)
При этом положение нейтральной- оси определяют из условия
«н.у^ + «а.уГа-осХ-*а.у^ =
= R„.y [bx + 0,8 (b„ - b) ftnl • (VI. 31)
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условию (VI.20). Расчетная ширина полки Ьп не должна превышать величин:
Рис. VI. 10.
а) для самостоятельных балок, плит, настилов и т. п. 1/з их пролета, а также 12 Лп+Л;
б) для второстепенных балок монолитных ребристых перекрытий — расстояния между их осями, а для глав-
ных балок V2 пролета I балки (т. е. в каждую сторону от ребра).
Для предварительно напряженных сборных двутавровых и тавровых балок полку в сжатой зоне не вво-
, h h h
дят в расчет, если Лп < Z7 ; при > hn > — вво-димая в расчет ширина полка не должна превышать 6 hn+b.
При расчете балок монолитных ребристых перекры-„ Лп
тии с отношением - < 0,1 вводимая в расчет ширина л0
полки не должна превышать 12 hu-\-b.
При наличии в плитах поперечных промежуточных ребер расчетную ширину полки при расчете продольных ребер принимают равной ее полной ширине.
При расчете элементов двутаврового и таврового сечения с учетом сжатия в ребре расчетную ширину каждого свеса полки принимают с коэффициентом 0,8.
В формулах (VI.30), (VI.31) коэффициент 0,8 учтен.
г) Элементы кольцевого (трубчатого) сечения
Изгибаемые элементы кольцевого (трубчатого) сечения с напрягаемой арматурой, равномерно распределенной по сечению кольца (рис. VI. 11) и подвергаемой предварительному напряжению, допускается рассчитывать по формуле
m V (^и.у + 2Fh Ra у r„) X
X sin —;---------,
^и.у+ 2ГН у
(VI. 32)
где
'VL33>
з0 — напряжение в арматуре после проявления всех потерь.
При этом площадь сечения всей продольной арматуры должна удовлетворять условию
—F"^H-y <0,8. (VI. 34)
^и.у
д) Расчет наклонных сечений по изгибающему моменту и поперечной силе
Расчет наклонных сечений (рис. VI. 12) по изгибающему моменту производят по формуле
М tn (/?н.у FН -|- S Fн.О ^Н«О ^Н.у S Fн.Х ZH.x *н.у 4”
4“ Fa Za /?а.у + 2 Fа.о Za.o /?а.у 4“ Fa.x Za.x /?а.у)» (VI.35) где ZH,ZH.O,ZH.X— расстояния от центра тяжести сечения соответственно продольной напрягаемой растянутой арматуры, отгибов и хомутов до центра тяжести сжатой зоны;
Za, Za.o, Za.x— то же, для ненапрягаемой продольной арматуры, отгибов и хомутов.
Расчет наклонных сечений по поперечной силе (рис. VI. 12) производят по формуле
Q -С tn (S /?н.у Fн.о sin а 4~ S /?н.у FH.X 4“
4- S Яа.у Fa.o Sin а 4- S Ra. у Fa.x 4- Q6) , ( Vi. 36) где а —угол наклона отогнутых стержней к оси элемента.
В формулах (VI.36) и (VI.40) величина угла наклона отогнутых стержней а принята постоянной; при различных углах наклона усилия в отогнутых стержнях определяют с учетом фактических углов наклона.
Предельное усилие в хомутах на единицу длины элемента определяют по формуле
9х = + /?а.у/а.хП (Vj 37)
а± а
где /н-х и /а.х—площадь сечения одной ветви напрягаемого и ненапрягаемого хомутов;
П\ и п — число ветвей хомутов с площадью сечения /н.х и / .х в одном сечении элемента;
Qi и а — расстояние между хомутами /н.х и /а.х по длине элемента.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
126
В тех наклонных сечениях, где принятое сечение хомутов не удовлетворяет условию
Q<mQ*.6, (VI. 38)
здесь
Ох.б = Ко-6/?и.у^<7х, (VI. 39)
необходимо увеличить площадь сечения хомутов или поставить отогнутую ненапрягаемую или напрягаемую арматуру.
Рис. VI. 12. Предельное состояние изгибаемого предварительно напряженного элемента при расчете наклонных сечений по изгибающему моменту и поперечной силе
В последнем случае необходимое сечение отгибов, располагаемых в одной плоскости, определяют по формуле
Q
Fb-0 Rb-у sin а + Fa ^?а.у sin а =-— Qx.6 , (Vi. 40)
m
где Q — расчетная поперечная сила в месте расположения данной плоскости отгибов.
Расстояния между хомутами и отгибами должны удовлетворять требованиям, изложенным в главе V.
5. Внецентренно сжатые элементы симметричной относительно плоскости изгиба формы сечения
а) Общие сведения
Расчет сечений, нормальных к оси внецентренно сжатых элементов прямоугольного, таврового, двутаврового и круглого сечений с предварительно напряженной продольной арматурой, при больших эксцентрицитетах, удовлетворяющих условию (VI.20) (случай 1 внецентренного сжатия), производят по формуле
— RH.yF„ —Ra.yFa); (VI. 41)
при этом положение нулевой (нейтральной) оси определяют из уравнения
^и.у °с Л. ен ^а.у
^н-у Гн *н — ^а-у = 0 (VI. 42) или из условия
Ne<m [RH у S6 + a' FH (*0—а„) +
+ ^.y^a(\-“a)] • (VI. 43)
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условию (VI. 21).
В формулах (VI. 41), (VI. 42) и (VI. 43) приняты следующие обозначения:
— статический момент площади сечения сжатой зоны бетона относительно силы N;
ен — расстояние от центра тяжести арматуры F н до силы V;
еа—то же, от центра тяжести арматуры Га ;
ен—то же, от центра тяжести арматуры Гн;
еа — то же, от центра тяжести арматуры F^ (рис. VI. 13).
В формуле (VI.42) знак плюс принимают, если продольная сила приложена за пределами расстояния между равнодействующей усилий, воспринимаемых арматурой Fn Fa и FHt Fa ; знак минус — если продольная сила приложена между равнодействующими усилий, воспринимаемых арматурой FH, Га и FH, Fa.
Если при расчете сечений величина <зс отрицательна и арматуру F3 не учитывают, то условие (VI.21) отпадает.
Полку тавровых сечений, а также всю площадь крестового сечения, расположенную в растянутой зоне, в расчете не учитывают.
Рис. VI. 13.
Расчет сечений, нормальных к оси внецентренно сжатых элементов прямоугольного, таврового, крестового и круглого сечения с предварительно напряженной арматурой, при малых эксцентрицитетах, удовлетворяющих условию S6>O,8So (случай 2 внецентренного сжатия), производят по формуле
Ne < т (/?пр.у + < $я + /?.,у Sa) . (VI. 44)
Если при этом сила N приложена между равнодействующей усилий, воспринимаемых всей арматурой, то должно быть удовлетворено дополнительное условие
§ 5. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЯ
127
Ne' < т (/?пр у So + < + Ra y $й) . (VI. 45)
В формулах (VI. 44) и (VI. 45) приняты следующие обозначения:
е и е' — соответственно расстояния от равнодействующей усилий в арматуре FH, и Fn , Fa до силы N (рис. VI.14);
So — статический момент площади всего рабочего сечения бетона относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa;
Рис. VI. 15.
So —то же, относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa;
Sa—статический момент площади сечения арматуры Fa относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa ;
S а — статический момент площади сечения арматуры Fa относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa ;
SH— статический момент площади сечения арматуры FH относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa;
SH — статический момент площади сечения арматуры FH относительно равнодействующей усилий в арматуре FH и Fa .
Для тавровых сечений с полкой, расположенной у менее сжатой или растянутой грани, наибольшую ширину полки, вводимую в расчет, определяют из условия
0,556/$. (VI. 46)
б) Элементы прямоугольного сечения
Расчет внецентренно сжатых элементов прямоугольного сечения с предварительно напряженной продольной арматурой (рис. VI. 15) производят:
а) при хсО,55Ао (случай I) по формуле
N < т (Яи у Ьх + a’ Fй + Ra у F, —
-R».yF№-Ra.yFa) -, (VI. 47)
при этом положение нулевой (нейтральной) оси определяют из уравнения
R„.y Ьх [е - Ао + у-) ± < F'« е'« ± ^а.у Fa е'а ~
— ^н.у Рн £н ^а.у Fa еа = 0 (VI. 48)
или из условия
(%
”2"
+ °с (Ло ан) *"Ь
Ne < т
(V1.49)
а высота сжатой зоны должна удовлетворять условию (VI.26);
б) при х>О,55Ао (случай 2) — по формуле
We < т [0,5 Rnp.y Ы$ + < Fn (А,- <) +
+ (VI. 50)-
при этом если продольная сила приложена между равнодействующими усилий, воспринимаемых арматурой FH,
Fa и FH, Fa , величина силы N должна удовлетворять
дополнительному условию
Ne' < т [0,5 /?пр у bh’* + acFH(/$ — aH) +
+ V.W"“.)] (VI. 51)
а9
Если при больших значениях — выполнение условия Ло
(VI. 26) приводит к уменьшению несущей способности по сравнению с сечением без учета сжатой арматуры, то сжатую арматуру в расчете не учитывают. Это имеет место при Хо<2а' (х0 — высота сжатой зоны при учете только растянутой арматуры).
Знак плюс или минус в формуле (VI. 48) принимают так же, как в расчете внецентренно сжатых элементов по 1-му случаю (см. стр. 126).
Расчет внецентренно сжатых элементов таврового, двутаврового и коробчатого сечений с полкой, расположенной у наиболее сжатой грани сечения, производят следующим образом: если нейтральная ось проходит внутри полки, то сечение рассчитывают как прямоугольное шириной 6п, если нейтральная ось пересекает ребро, учитывают сжатие в ребре.
Вводимая в расчет ширина полки принимается в соответствии с указаниями на стр. 125.
в) Элементы кольцевого (трубчатого) сечения
Внецентренно сжатые элементы кольцевого (трубчатого) сечения с напрягаемой арматурой, равномерно распределенной по периметру (см. рис. VI. И), допускается рассчитывать по формулам:
а) для случая 1
п, =----<0,5; (VI. 52)
mFRKy
Ыей-г\<т /FR^.y ~ I-2FHRH.y rH) X
(N \
"I----h fh Rn.y I
X sin---7^------------; (VI. 53)
^и.у+2ГиЛв.у
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
128
б) для случая 2
«1 =----— > 0,5 ; (VI. 54)
т^и.у
/ , 2 \
+ Q < гп ^ПР у F + — FH ГН. (VI. 55)
Площадь сечения всей арматуры Гн при заданном сечении бетона и напряжении арматуры <з0 определяют по формуле
—- (— 1) + 1) — FRnp.y т \ гн_______/__________
jLp — а 2 *чьу °0
(VI. 56)
в формулах (VI. 52) — (VI. 56) соответственно принимают
<У = *и.у—(VI.57)
/?np.y = «np.y—(VI. 58)
Tq —определяют по формуле (VI.12).
<з0 — напряжение в арматуре после проявления всех потерь.
Для случая 2 значение /?н.у должно быть не более 3 600 кг! см2.
При гибкости внецентренно сжатых элементов кольцо
цевого сечения — < 8 коэффициент принимают равным единице.
6. Внецентренно растянутые элементы
Расчет сечений, нормальных к оси внецентренно растянутых элементов прямоугольного, таврового, двутаврового сечения, производят следующим образом:
Рис. VI. 16.
матурой FHt Fa и ^н, Га (большой эксцентрицитет) (рис. VI. 17), по формуле
(VI. 61)
При этом положение нулевой (нейтральной) оси определяют из уравнения
^и.у $6N “1“ ас ен 4“ ^а.у ^а ^н.у ^*и ен
-fla.yFaea = 0 (VI. 62)
Рис. VI. 17.
или из условия
№<т[/?Н1у5б + <гДЛо-ак) +
+ *а.у^(ЛО-аа)] • <VL63>
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условиям (VI. 20) и (VI. 21).
Если прн расчете сечения величина ас отрицательна, а арматуру F3 не учитывают, то условие (VI. 21) отпадает.
Расчет внецентренно растянутых элементов прямоугольного сечения производят следующим образом:
а) если сила V приложена между равнодействующими усилий, воспринимаемых арматурой Гн, Га и FH , Fa, по формулам (VI. 59) и (VI. 60);
б) если сила N приложена за пределами расстояния между равнодействующими усилий, воспринимаемых арматурой FH, Fa и FH , F3 , по формуле
»<т^а.уГ„ + ^.уГа-<Р«-
- (vl64)
При этом положение нулевой (нейтральной) оси определяют из уравнения
а) если сила N приложена между равнодействующими усилий, воспринимаемых арматурой FH, Fa и FH, Fа (малый эксцентрицитет) (рис. VI. 16), по формулам
^и-у /?о 2 /
— *н.у FH — Ra~y Fa^a =0 (VI. 65)
< т (^н.у 4- ^а.у ^а) .
е
т у + R3 у «$а)
V <----------------------------;
е
(VI. 59)
(VI. 60)
или из условия
Ne < т
^И.у Ьх j 4" °С (Ао ан) +
+ *а.у (Л0 - «а)] <VL66>
б) если сила N приложена за пределами расстояния между равнодействующими усилий, воспринимаемых ар
а высота сжатой зоны должна удовлетворять условиям (VI.25) и (VI.26).
§ 5, РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
129
Если в результате расчетов выявляется, что равнодействующая усилий предварительно напряженной арматуры Гн оказывается за пределами сжатой зоны бетона, т. е. попадает в растянутую зону сечения, то в формулах (VI.64), (VI.65) и (VI.66) члены, содержащие арматуру Гн , принимают с обратным знаком, а за величину напряжений этой арматуры принимают вместо % напряжение ао .
При проверке условия (VI. 26) необходимо учитывать пояснения к нему на стр. 124.
Определяют величину Ло по формуле: Ло =
FH(°0 - %) - ак) ±М~Ra.y (h0-Oa')
=------------------------------------------ • (VI. 68)
*Л0 ^и.у
При Ло>О,4 прочность сечения при принятых геометрических размерах, прочности бетона и величине усилий от предварительного натяжения недостаточна; при Ло< < 0,4 должно быть проверено условие
7. Расчет прочности элементов на усилия, возникающие при изготовлении (обжатии бетона), транспортировании и монтаже
а) Центрально обжатые элементы
Расчет прочности центрально обжатых элементов при спуске натяжения (при натяжении арматуры на упоры) или при обжатии бетона (при натяжении арматуры на бетон) производят в предположении, что усилие в арматуре действует как внешняя нагрузка. При этом учитывают возможность снижения предварительного напряжения арматуры за счет деформации обжимаемого бетона. Расчет производят по формуле
N + Fn(°o —°п) <<?(^Лпр.у + Fa*,y) . (VI.67) где N — внешняя центрально приложенная нагрузка, действующая на элемент при его обжатии;
Гб—площадь всего поперечного сечения бетона за вычетом площади сечения каналов;
/?пр.у~ условное расчетное сопротивление бетона при осевом сжатии в момент предварительного обжатия бетона;
ср — коэффициент продольного изгиба; для элементов с арматурой, натягиваемой на бетон, значения <р принимают в соответствии с указаниями главы V, а при натяжении на упоры принимают <р=1;
(ао — ап) — напряжение в продольной арматуре, принимается в соответствии с указаниями § 5 (стр. 122).
б) Внецентренно обжатые элементы
Прямоугольные сечения и тавровые с полкой, расположенной у сжатой грани при работе элемента на эксплуатационные нагрузки. Расчет прямоугольных, а также тавровых сечений (с полкой, расположенной у сжатой грани при работе элемента на эксплуатационные
Рис. VI. 18.
нагрузки) на усилия, возникающие при их изготовлении (обжатии бетона), транспортировании и монтаже, производят следующим образом (рис. VI. 18).
Ан. у
° Мр R'«,y + я, у F„ - FH (% - °„) > /?н.у
где «—величина, определяемая из условия:
а (1 — 0,5а) ® Ло • (VI. 70)
Значения величины « в зависимости от Ло приведены в табл. VI. 8.
Таблица VI.8
Значения Го, 7о и Ло для расчета прямоугольных и тавровых сечений изгибаемых элементов из бетона и стали любых марок
at и a го ъ Ао otj и a го ъ Ао
0,01 10.00 0,995 0,010 0,29 2,01 0,855 0,248
0,02 7,12 0.990 0,020 0,30 1,98 0,850 0,255
0,03 5,82 0,985 0,030 0,31 1,95 0,845 0,262
0,04 5,05 0,980 0,039 0,32 1,93 0,840 0,269
0,05 4,53 0,975 0,048 0,33 1,90 0,835 0,275
0,06 4,15 0,970 0,058 0,34 1,88 0,830 0,282
0,07 3,85 0,965 0,067 0,35 1,86 0,825 0,289
0,08 3,61 0,960 0.077 0,36 1,84 0,820 0,295
0,09 3,41 0,955 0,085 0,37 1,82 0,815 0,301
0,10 3,24 0,950 0,095 0,38 1,80 0,810 0,309
0,11 з,п 0,945 0,104 0,39 1,78 0,805 0,314
0,12 2,98 0,940 0,113 0,40 1,77 0,800 0,320
0,13 2,88 0,935 0,121 0,41 1,75 0,795 0,326
0,14 2,77 0,930 0,130 0,42 1,74 0,790 0,332
0,15 2,68 0,925 0,139 0,43 1,72 0,785 0,337
0,16 2,61 0,920 0,147 0,44 1,71 0,780 0,343
0,17 2,53 0.915 0.155 0,45 1,69 0,775 0,349
0,18 2,47 0,910 0,164 0,46 1,68 0,770 0,354
0,19 2,41 0,905 0,172 0,47 1,67 0,765 0,359
0,20 2,36 0,900 0,180 0,48 1,66 0,760 0,365
0,21 2,31 0,895 0,188 0,49 1,64 0,755 0,370
0,22 2,26 0,890 0,196 0,50 1,63 0,750 0,375
0,23 2,22 0,885 0,203 0,51 1,62 0,745 0,380
0,24 2,18 0,880 0,211 0,52 1,61 0,740 0,385
0,25 2,14 0,875 0,219 0,53 1,60 0,735 0,390
0,26 2,10 0,870 0,226 0,54 1,59 0,730 0,394
0,27 0,28 2,07 2,04 0,865 0,860 0,234 0,241 0,55 1,58 0,724 0,400
Размерность: М — в кгсм: Ь, х и hQ—B см; Fn — в см?\ Яи.у. и Ка.у. — в *г!слР
М = mAQ bhQ /?иу ;
д _ х Fн *н.у
^0 6/lQ /?и.у
М
М Ru.y
Fн = --------------или FH = aj bhQ ——
/Л7о ^н.у Кн.у
g Зак. 2065
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
130
В формуле (VI. 68) М— расчетный момент, возникающий в элементе при изготовлении (обжатии), транспортировании и монтаже (от собственного веса и других нагрузок); в этой же формуле знак плюс принимают в случае, когда действие момента М вызывает увеличение сжимающих напряжений в зоне расположения арматуры Гн (рис. VI. 18), а знак минус — в случае, когда действие момента М вызывает уменьшение сжимающих напряжений в той же зоне.
При расчете прочности элементов в момент обжатия бетона необходимо учитывать влияние их прогиба в том случае, если арматура не имеет сцепления с бетоном.
Значения ( а0 — оп ) принимают согласно указаниям для расчета центрально обжатых элементов.
Двутавровые сечения и тавровые сечения с полкой, расположенной при работе элемента на эксплуатационные нагрузки в растянутой зоне. Расчет двутавровых сечений и тавровых с полкой, расположенной при работе на эксплуатационные нагрузки в растянутой зоне (рис. VI.19) на усилия, возникающие при их изготовлении (обжатии), транспортировании и монтаже, производят следующим образом.
Рис. VI. 19.
Определяют величину Ао по формуле (VI.68) и проверяют условие
Ао < Aq макс , (VI. 71)
где
(VI. 72)
Ьп, hn — в данном случае ширина и высота полки, расположенной при расчете на эксплуатационные нагрузки в растянутой зоне элемента.
В формуле (VI.68) знак плюс принимают в случае, когда действие момента М вызывает увеличение сжимающих напряжений в зоне расположения арматуры FH, а знак минус — в случае, когда действие момента М вызывает уменьшение сжимающих напряжений в той же зоне.
Если условие (VI.71)He удовлетворено, прочность сечения при заданных геометрических размерах, прочности бетона и усилии от предварительного напряжения арматуры недостаточна.
Если условие (VI.71) удовлетворено, то при Ао < Аоп. где А оп—величина, определяемая по формуле:
Л п - hn \
Аон=— •— 1—0,5— , b Ао V Ао I
(VI. 73)
проверяют условие
Р 4- р —> гн ~ 1 a D Ан.у
“Ьп Л0 ^и.у + Fа Яа У — FH (Зо — °п)
it v п*у <i н \ и и/ ^Vl 74)
^н.у
где
а— величина, соответствующая значению в табл. VI.8.
При Ао>А(П проверяют условие р' । р' #а-У \ Ан.у
(°. + асв) АА0 <у + Fa /?а,у - Г„ (а0 - дп) Кц.у
где «св — величина, определяемая по формуле:
b
h On
(VI.75)
;св = 0.8^у — —.
(VI. 76)
Кроме того, должны быть проверены условия:
а) для тавровых сечений
^н(°0 —’п) (Ао'— “н) ± М <
< т [<у 0 + F’3 R~(h0 - ^)] ; (VI. 77)
б) для двутавровых сечений
fu(°o — °п)(А0-ан)±М<
< т [Л0 макс AAq #й.у + а Яа.у (А0 ~ “а)] ’ (VI • 78> где Ао макс— величина, определяемая по формуле (VI.
72); при этом значения Ьп и Лп соответствуют ширине и толщине полки, расположенной при расчете на эксплуатационные нагрузки в сжатой зоне.
В формулах (VI.77) и (VI.78) знак плюс принимают в случае, когда действие момента М вызывает увеличение сжимающих напряжений в зоне расположения арматуры FH , а знак минус, — когда действие момента М вызывает уменьшение сжимающих напряжений в той же зоне.
При расчете прочности элементов в момент обжатия бетона учитывают влияние их прогиба в том случае, если арматура не имеет сцепления с бетоном.
Значения (% — °п ) принимают согласно указаниям для расчета центрально обжатых элементов.
8. Расчет прочности бетона на смятие под анкерами
При применении предварительно напряженной арматуры в виде пучков, прядей, стержней с анкеровкой на их концах в бетоне конструкции возникают значительные местные перенапряжения под анкерами. Эти перенапряжения могут в ряде случаев привести к значительным деформациям бетона под анкерами, большим потерям предварительного напряжения или к разрушению конструкции в процессе ее обжатия либо приложения нагрузки.
Анкерные устройства предварительно напряженной арматуры на торцах элемента следует располагать с учетом прочности бетона при смятии под анкерами. В целях повышения его прочности рекомендуется применять местное косвенное армирование элементов или усиление
£ 6. РАСЧЕТ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ НА ОБРАЗОВАНИЕ ТРЕЩИН i i
у - — - . -. - . — 131
его торцов стальными закладными шайбами, подкладками и т. п. При косвенном армировании элементов сварными сетками на длине, равной высоте сечения или меньшей ее, расчет прочности бетона при смятии под анкерными шайбами можно производить по формуле
А/см б ^пр.у FCM “F Рк F« ^а.у » (VI.79) где
+ ; (VI. 80)
<1 *2 "
Кем —усилие в напрягаемой арматуре, вызывающее смятие бетона;
0—коэффициент, учитывающий влияние бетонной обоймы на повышение несущей способности бетона при смятии;
6 = 4-(VI. 81)
F см
— — отношение площади смятия (площади г
шайбы) к общей расчетной площади, на которую передается нагрузка; при этом за расчетную площадь принимают площадь Г, у которой центр тяжести совпадает с центром тяжести площади смятия FCM;
FH — площадь бетона внутри контура сеток, у которой центр тяжести совпадает с центром тяжести площади смятия FCM;
Нс — объемный коэффициент косвенного армирования;
/ь Hi и /2, п2— соответственно длина стержня и число стержней в сетке в одном и другом направлениях;
f — площадь сечения стержня сетки;
h — расстояние между сетками;
/?а.у—условное расчетное сопротивление растяжению арматуры сетки;
/?пр.у— принимается по указаниям, приведенным в главе V (стр. 63).
9. Расчет на выносливость
Расчет на выносливость элементов конструкций, находящихся под воздействием многократно повторяющейся нагрузки, производится путем вычисления напряжений в бетоне сжатой и растянутой зон и в напрягаемой арматуре.
Вычисление напряжений от нормативной нагрузки выполняется с учетом геометрических характеристик сечения, включающих коэффициент приведения:
п’
Еа
Еб
(VI. 82)
где £б — модуль деформаций бетона при многократно повторяющейся нагрузке в кг!см2.
Значение коэффициента п' для разных марок бетона принимают по табл. VI.9.
При определении напряжений допускается использовать приведенные геометрические характеристики сечена ния с коэффициентом приведения л= — 5
Е6
Таблица VI.9
Коэффициенты п' для расчета на выносливость
Вид арматуры Коэффициенты п' при бетоне марки
200 300 400 500 600
Горячекатаная сталь . 28 20 15 13 11
Холоднотянутая проволока 25 17,5 13 11,5 10
Потери предварительного напряжения в напрягаемой арматуре принимают с учетом всех потерь, происходящих в элементе, включая потери от многократно повторяющейся нагрузки.
Вычисленные напряжения в напрягаемой арматуре с учетом указанных выше потерь не должны превышать следующих величин:
0,6 /?” при р > 0,9 или
0,55/?” при 0,8 < р < 0,9 , а также условные расчетные сопротивления (см. главу V, стр. 64 и 65). При этом
амин р = -----•
°макс
где аМин и <зМакс — наименьшие и наибольшие значения растягивающих напряжений в арматуре, определяемые от нагрузок основного сочетания.
Наибольшие величины напряжений в бетоне не должны превосходить условных расчетных сопротивлений бетона на выносливость (см. главу V, стр. 63); напряжения в бетоне растянутой зоны в конструкциях с холоднотянутой напрягаемой проволокой определяются на уровне наиболее удаленного от нейтральной оси ряда арматуры.
В конструкциях с горячекатаной арматурой напряже-в бетоне растянутой зоны не проверяют.
§ 6. РАСЧЕТ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
НА ОБРАЗОВАНИЕ ТРЕЩИН
Расчет сечений на образование трещин производят для всех предварительно напряженных конструкций, в которых трещины в стадии эксплуатации не допускаются.
1. Центрально растянутые элементы
Расчет центрально обжатых элементов при их осевом растяжении нормативной (расчетной) нагрузкой производят по формуле
/Ут < Fc Яр.у + Fa (300 - оа) + Fh (Шт °о+ 300) , (VI. 83) где А/т — нормативная (расчетная) нагрузка;
ао — напряжение в арматуре после проявления всех потерь;
300 — напряжение в арматуре в кг/см2.
2. Изгибаемые, внецентренно сжатые и внецентренно растянутые элементы
а) Нормальные сечения
Расчет на образование трещин изгибаемых, внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов производят следующим образом:
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
132
1. Рассматривают приведенное сечение элемента, определяемое согласно указаниям § 4 настоящей главы.
2. Равнодействующую усилий во всей верхней и нижней напрягаемой и ненапрягаемой арматуре учитывают как внешнюю силу, обжимающую, в общем случае внецентренно, приведенное сечение; при этом величины напряжений в арматуре определяются в соответствии с рассматриваемой стадией работы элемента.
3. Для приведенного сечения определяют положение нулевой линии как для изгибаемого элемента (считая, что продольная сила отсутствует) и величину момента сопротивления 1Гб; этим моментом учитываются пластические свойства бетона растянутой зоны, в которой эпюра напряжений принимается прямоугольной.
4. В случае изгибаемых и внецентренно сжатых и таких внецентренно растянутых сечений, для которых величина растягивающей силы в предельном состоянии не превышает усилия обжатия сечения, определенного указанным выше путем, расчет ведут по ядровому моменту; при этом ядровую точку определяют по правилам сопротивления упругих материалов, так что расстояние ее от центра тяжести сечения равно
Гв
^Я-В — г 11 Г я.н — Гб.п Fo.n
(VI. 84)
где гя.в и гя.н — расстояние от центра тяжести приведенного сечения элемента соответственно до наиболее удаленных верхней и нижней точек сечения;
ТРви — моменты сопротивления приведенного сечения элемента соответственно верхней и нижней зон сечения.
Предельное неравенство записывается при этом в форме
м* < Rp.y Ъ ± Кб . (VI. 85)
где — момент левых внешних сил (рис. VI.3 и VI.4) относительно ядровой точки;
Л4”б — момент сил в напрягаемой и ненапрягаемой арматуре относительно ядровой точки с учетом коэффициента точности натяжения арматуры тт , причем знак момента определяется направлением вращения, которое обычно противоположно направлению вращения левых внешних сил.
Рис. VI. 20. Схема усилий внецентренно растянутого элемента
5. В случае внецентренно растянутых сечений, для которых растягивающая сила в предельном состоянии превышает усилие обжатия, расчет производят по формуле (VI.85), если удовлетворяются условия:
а) сила обжатия N06 и ядровая точка лежат по одну сторону от внешней силы WB (рис. VI.20);
б) расстояние между внешней силой и силой обжа-lF6flP.v
тия не меньше величины —-—— Моб
и по формуле (VI.86), если хоть одно из указанных выше условий не соблюдается
мв < Яр.у W6 ± Кб • (VI. 86)
где AfJ —момент левых внешних сил (рис. VI.21) от-
носительно условной ядровой точки, отстоя-
Рис. VI. 21, Схема напряжения и усилий во внецентренно растянутом предварительно напряженном элементе при расчете на образование трещин в зоне, содержащей арматуру Гн
щей от центра тяжести сечения на расстоянии
тел
Гу = -т-5-; (VI. 87)
/*б.П
—момент сил в напрягаемой и ненапрягаемой арматуре относительно той же условной ядровой точки с учетом коэффициента точности натяжения арматуры тТ; знак этого момента определяют по направлению вращения момента; оно в большинстве случаев противоположно направлению вращения левых внешних сил относительно той же точки.
Положение нулевой линии при отсутствии продольной силы может быть определено по формуле
Sc=-(h~X}-Fp, (VI. 88)
где Sc —статический момент сжатой части приведенного сечения относительно нулевой линии;
6х2
для прямоугольной сжатой зоны ос = I
Гр—площадь растянутой части приведенного сечения.
Значение высоты сжатой зоны х определяют, решая квадратное уравнение, получаемое из условия (VI.88).
Для облегчения отыскания нулевой линии рекомендуется пользоваться следующими указаниями.
1. В симметричных сечениях, пересекаемых нулевой линией на участке, имеющем постоянную ширину (рис. VI.22), выделяют в растянутой зоне прямоугольник, имеющий ту же ширину, как и на нулевой линии. Сечение, состоящее из всей сжатой зоны и прямоугольной зоны (на рис. VI.22,6 это сечение заштриховано), дополняют до заданного прибавлением уширений растянутой зоны
R 6. РАСЧЕТ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ НА ОБРАЗОВАНИЕ ТРЕЩИН . у - 133
и ослаблений ее. В этом случае положение нулевой линии определяют по формуле
Л — х =--------2-----— , (VI. 89)
. Гуш * осл
Л. + -2----—
где 5И — статический момент заштрихованной части сечения фигуры относительно ее подошвы, образованной сжатой зоной и прямоугольником в растянутой зоне, имеющим ту же высоту, что растянутая зона данного сечения, и ширину, равную ширине сечения по нулевой линии;
Fu — приведенная площадь той же фигуры без
учета арматуры FH и Fa;
Гуш —приведенная площадь уширений растянутой зоны за пределами прямоугольника b(h—х) с учетом арматуры FH и Fa;
^осл — площадь отверстий и вырезов, ослабляющих растянутую зону.
Рис. VI. 22. Схема приведенного поперечного сечения для определения нулевой линии при расчете на образование трещин а — фактическая площадь; б — площадь Ги
Как видно из формулы (VI.89), положение нулевой - линии соответствует центру тяжести преобразованного сечения, в котором растянутая зона заменена площадью Fp с центром тяжести на половине высоты растянутой Fp зоны или площадью —, сосредоточенной у подошвы се-
чения, либо, наконец, площадью Fpi с центром тяжести на половине высоты растянутой зоны и площадью Fp — Fpi ---------, сосредоточенной у подошвы сечения.
Формула (VI.89) основана на замене фактической растянутой зоны, во-первых, прямоугольником, центр тяжести которого расположен, очевидно, на половине высоты растянутой зоны, а, во-вторых, полуплощадями уширения и ослабления растянутой зоны, перенесенными к подошве сечения.
2. В общем случае (редко встречающемся) положение нулевой линии (рис. VI.23) определяют путем последовательных приближений из формулы (VI.89) или из фор-
мулы
«___________°с.п
~Х~ Fc + 0.5Fp ’
(VI. 90)
где Sc.n—статический момент приведенной площади сжатой зоны относительно подошвы сечения;
Fc и Fp — площади соответственно сжатой и растянутой части приведенного сечения.
Момент сопротивления приведенного сечения №б, входящий в формулы (VI.85) и (VI.86), определяют по формуле
2Л
W6 = —— + SV, (VI. 91)
h— х
где /с — момент инерции сжатой части приведенного сечения относительно нулевой линии;
Sp—статический момент растянутой части приведенного сечения относительно нулевой линии.
При определении момента сопротивления приведенного сечения №б допускается пользоваться табл. VI.10. В этом случае положение нулевой линии не определяют.
Ориентировочный порядок расчета сечений на образование трещин проиллюстрирован в примере 2.
Расчет трещиностойкости сечений, нормальных к про^ дольной оси изгибаемых конструкций, в растянутой зоне которых расположены предварительно напряженные элементы (рис. VI.24), производится раздельно: в окружающем бетоне, не подвергаемом предварительному напряжению, и в предварительно напряженном бетоне.
При этом положение нейтральной оси в момент образования трещин в предварительно напряженных элементах определяют из условия (VI.90), принимая площадь растянутой зоны ненапрягаемого бетона равной нулю.
Для расчета на образование трещин в сечениях, нормальных к продольной оси изгибаемых элементов прямоугольного, таврового, двутаврового и других сечений (рис. VI.25), помимо указанных выше формул, допускается пользоваться табл. VI. 11 и следующими формулами:
Мт < ЛбА2;Т?р.уг+ Dh - 5И , [ (VI. 92)
где
= Fym Яр.у + FH (/ит о0 + 300) + Fa (оа + 300) +
+ °о + ; (VI. 93)'
SH=Fyuj /?р.у ау + FH (щт °о + 300) ан Fa (<Ja + 300) аа+
+ a; ;(VI.94).
со и °о — напряжения в арматуре после проявления! всех потерь;
«а—напряжение сжатия, принимается со знаком! минус;
300 — напряжение в арматуре в кг/аи2.
Для предварительного определения допускается пользоваться формулой
Мт < Dh (Ко bh Rp.y + tf„) - S„ , (VI. 95)
где Ko=O,44 при прямоугольном сплошном сечении и тавровом сечении с полкой, располагаемой в растянутой зоне;
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
134
Таблица VI.10
Значения коэффициента 7
№ 11 I! Характеристика сечения <°К° II Форма поперечного сечения
1 Прямоугольное сечение • 1,75
2 Тавровое сечение с полкой, расположенной при расчете трещиностойкости в сжатой зоне 1,75
3 Тавровое сечение с полкой (уширениями), расположенной при расчете трещиностойкости в растянутой зоне: ч \ hv а) при —L <2 независимо от отношения —-b h б) при —L > 2 и —- >0,2 b h bv hv b h 1,75 1,75 1,5 b
1 S3 t
4 1—-i
4 Двутавровое симметричное (коробчатое) сечение: ЬП ЬУ а) при —- = —1 < 2 независимо от отношений b b h h б) при 2 < = < 6 независимо гот отношений = -2— .... b b h h bn bv hn hv в) при —= —2 > 6 и — = — > 0,2 b b h h г) при 6 < = —2 < 15 и —- < 0,2 b b h h bn bv bn bv д) при — = — > 15 и = —2 <0,1 b b h h 1,75 1,5 1,5 1,25 1,1
Fl L т
J bn*by hnsby
5 ьп Двутавровое несимметричное сечение, удовлетворяющее условию—2 < 3: b ЬУ а) при —2 < 2 независимо от отношения—2 b h Ьут hyr б) при 2 <—- < 6 независимо от отношения—2 b h fay? b h 1,75 1,5 1,5 1 —
1 l""
§ 6. РАСЧЕТ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ НА ОБРАЗОВАНИЕ ТРЕЩИН
135
Продолжение табл. VI. 10
№ п/п Характеристика сечения II Форма поперечного сечения
Двутавровое есимметричНое сечение, удовлетворяющее Условию 3<А <8: »
L_ГРИ .
6 b* h а) при —£ < 4 независимо от отношения —i b h hv б) при — > 4 и —£ >0,2 b h в) при —£ > 4 и —£ <0,2 b h 1,5 1,5 1,25 «с Г; р -
'LU
7 b Двутавровое несимметричное сечение, удовлетворяющее условию — > 8: b а) при —— >0,3 h hv б) при —- <0,3 h 1,5 1,25 1 Г~Ьп ".*!
s 1
♦ 1-^-1 ’
8 а) Круглое сечение и кольцевое: d л л при — <0,4 D б) Кольцевое сечение d при 0,4 < ~ <0,8 То же, при— >о8 . . D 1,9 1,75 1,6 - в
9 Крестовое сечение: h а) при —— >2 и 0,9 > >0,2 Ь h б) в остальных случаях 2 1,75 --|Р| id L
£ 1
*- ьп
Ко = 0,47 при ч =0,1 4-0,2 для двутаврового сечения и таврового сечения с полкой, располагаемой в сжатой зоне.
Коэффициенты А и D определяют из табл. VI.11 в зависимости от величины
где
(VI. 99)
± ^с.в + ^а + Л,)"
(VI. 96)
(VI. 97)
*р = -7Г^-----• (VI. 100)
oil Тхр.у
Йу
При 1— 5 < 7- высоту уширения, вводимую в рас-h
чет при определении Куш, принимают равной йу= h—х. При предварительных расчетах в формуле (VI.96) величину FH принимают равной 0,25 Кн, а Ка— равной
При применении формулы (VI.95) должно соблюдаться условие
(VI.QS)
h
нулю.
Для сечения без полки в сжатой зоне, но с арматурой Ка или Кн значение 7 принимают
2аа 2а'п
нли —
п и
* _ _ 1 + Фр + тФс
h 2 + 2фс + фр ’
(VI. 101)
136
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Таблица VI.11
Значение коэффициентов А и D для расчета сечений на образование трещин
— 0,1 0 0,1 0,2 о,з 0,4 0,5 0,6 0,8 1 2 3 4 5 ОО
0 0,221. 0,292 0,340 0,372 0,395 Коэс 0,413 |)фицие! 0,426 1ты А 0,436 0,451 0,462 0,500
0,05 0,229 0,292 0,334 0,362 0,382 0,397 0,410 0,419 0,432 0,441 0,461 — — — 0,475
0,10 0,236 0,292 0,328 0,352 0,369 0,383 0,394 0,402 0,414 0,421 0,439 0,446 — — 0,450
0,15 0,240 0,292 0,323 0,343 0,358 0,369 0,379 0,386 0,396 0,403 0,418 0,423 0,425 0,426 0,427
0,20 0,242 0,292 0,317 0,335 0,347 0,357 0,365 0,370 0,379 0,385 0,398 0,402 0,404 0,405 0,406
0,25 0,244 0,292 0,312 0,327 0,337 0,346 0,352 0,356 0,363 0,369 0,379 0,382 0,383 0,384 0,385
0,30 0,245 0,292 0,308 0,320 0,328 0,334 0,340 0,343 0,349 0,352 0,360 0,363 0,364 0,365 0,366
0,40 0,245 0,292 0,300 0,308 0,312 0,316 0,317 0,320 0,322 0,324 0,327 0,328 0,328 0,328 0,330
0 0,584 0,676 0,732 0,773 0,803 Коэф 0,827 »фициен 0,846 ты D 0,862 0,886 0,903 1,0
0,05 0,592 0,676 0,727 0,764 0,792 0,814 0,831 0,846 0,868 0,884 0,926 — — — 0,975
0,10 0,600 0,676 0,721 0,756 0,780 0,801 0,816 0,829 0,851 0,866 0,904 0,921 — — 0,950.
0,15 0,607 0,676 0.716 0,747 0,769 0,788 0,802 0,814 0,833 0,847 0,883 0,898 0,907 0,915 0,925
0,20 0,615 0,676 0,711 0,739 0,759 0,776 0,788 0,799 0,816 0,829 0,861 0,875 0,884 0,890 0,912
0,25 0,621 0,676 0,706 0,731 0,749 0,763 0,774 0,785 0,799 0,814 0,840 0,852 0,861 0,865 0,875
0,30 0,628 0,676 0,702 0,723 0,740 0,751 0,760 0,769 0,782 0,791 0,819 0,831 0,837 0,841 0,850
0,40 .0,640 0,676 0,695 0,709 0,723 0,729 0,736 0,741 0,751 0,759 0,777 0,787 0,792 0,795 0,800
Примечание. 7= —------для сжатой зоны, имеющей свесы, полки и т. п.
h
2а ’2а
7 ----— = —— — для сжатой зоны прямоугольного сечения.
h h
Рис. VI.24. Схемы для определения приведенных сечений и эпюры напряжений при расчете на образование трещин конструкций, армированных предварительно напряженными элементами
а — фактические сечения; б — приведенные сечения и эпюры напряжений при определении момента образования трещин в окружающем бетоне; а—то же, при определении момента образования трещин в предварительно напряженном бетоне; Fn 9 — площадь поперечного сечения предварительно напряженного элемента
§ 6. РАСЧЕТ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ НА ОБРАЗОВАНИЕ ТРЕЩИН
137
Рис. VI.25. Схема сечений элементов предварительно напряженных конструкций
При заданном значении момента образования трещин Мт и искомых величинах FH и FH расчетная
формула (VI.95) принимает вид
FH [(/^ао + 300) (РА-он) +
л)] >
Fн
> Мт- Abh2 jRp.y — Dh ЛГИ1 + $И1 , (VI. 102) где
= ^уш *р.у+ ( ’а + 300 ) + Fi <; (VI. 103)
•SHi = Fym Fp.yay + Fa(Ia + 300)aa +
+ ^а%(А-«з)- (VI-104>
случаев, когда величина скалывающих напряжений определенных по формуле (VI.109), меньше 0,8 Fp.y ’
Скалывающие и главные напряжения определяют как для упругого тела по формулам сопротивления упругих материалов в наиболее опасных местах по, длине пролета (например, в главных балках в сечениях посередине участка между опорой и второстепенной балкой) в зависимости от вида эпюр поперечных сил, изгибающих моментов и изменения очертания и сечения элемента, а по высоте сечения — по оси, проходящей через центр тяжести сечения, и в местах резкого, изменения ширины сечения. На гранях сечения главные, растягивающие напряжения не определяют.
Скалывающие напряжения в бетоне при нормативной (расчетной) нагрузке определяют по формуле
Qt ’Se.n т =---------
J б.п b
(VI. 109)
Расчет на образование трещин сечений, нормальных к продольной оси изгибаемых и внецентренно растянутых, с большим эксцентрицитетом или внецентренно сжатых (случай, 1) элементов прямоугольного, таврового, двутаврового и других приведенных к ним видов сечения, производят по формуле
Мт ± hN < Abh2 ₽р у + Dh - SH , (VI. 105)
где
h^ =^aN i Dh ;
(VI. 106)
av — расстояние от растянутого края сечения до внеш ней нормальной силы VT .
В формуле (VI.105) внешнюю нормальную растягивающую силу VT принимают со знаком минус, сжимающую— со знаком плюс.
При применении формулы (VI.105) должно соблюдаться условие (VI.98), в котором
где 5б.п— статический момент части приведенного се-. чения, расположенной за рассматриваемым волокном, относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения;
/б-п— момент инерции приведенного сечения;
b — ширина элементов в рассматриваемом сечении.
Величину поперечной силы в момент образования трещин в бетоне в конструкциях с предварительно напряженной арматурой наклонной или криволинейного очертания определяют как разность (или сумму) поперечных сил от внешней нормативной (расчетной) нагрузки и силы натяжения по формуле
Qt = QTQhP. (VI. НО).
Значения Qnp определяют по формулам (VI. 1).
При этом в формулах (VI. 1) усилие N»—усилие в
х = 1 + ФР1 + уфс
Л 2 + 2<рс + Фр1
(VI. 107)
пучках, прядях или стержнях, заканчивающихся на опоре и на участке между опорой и сечением, расположенным
на расстояния — от рассматриваемого сечения 0—0
, Уи + Ут
'i'pi bhRp.y ‘
(VI. 108)
(рис. VI. 26).
Главные напряжения в изгибаемых конструкциях определяют по формуле
hy
При 1— с< т- высоту уширения, вводимую в рас-h
чет при определении Fyiu, принимают равной Лу = = h—x.
где
б) Наклонные сечения
В предварительно напряженных конструкциях проверяют главные растягивающие напряжения, вызывающие образование наклонных трещин, за исключением
Му
**б.п
(VI.112),
еб— установившееся предварительное напряжееие в . бетоне;
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЯ
М — изгибающий момент от нормативной (расчетной) нагрузки; при нагрузке, вызывающей в сечении элемента напряжения обратного знака по сравнению с напряжениями, вызванными равнодействующей усилий в предварительно напряженной арматуре, знак при моменте принимают минус; в противном случае принимают знак плюс;
Оу — предварительное сжимающее напряжение в бетоне, действующее в направлении, перпендикулярном к продольной оси элемента, и вызванное напрягаемой поперечной (хомутами) и наклонной арматурой.
Рис. VI.26. Схема расположения пучков, учитываемых при расчете на главные растягивающие напряжения для сечения о—о
] — пучки, учитываемые в расчете сечения О—О по формуле (VI. ПО); 2 — пучок, учитываемый в расчете сечения 0—0 по формуле (VI. 113);
3 — пучок, не учитываемый в расчете сечения О—О
Значение ау определяют по формуле
Вн.х °н-х . Гн.о^о . z,7r
+ (VI. ИЗ)
где Гн.х — площадь предварительно напряженных хомутов, расположенных в рассматриваемом сечении элемента;
Рн.о — площадь отгибаемой продольной арматуры, заканчивающейся на участке UQ длиной, рав-h
ной —расположенном симметрично отно-
сительно рассматриваемого сечения О — О (см. рис. VI. 26);
°н.х — предварительное напряжение поперечной арматуры (хомутов) после проявления всех потерь;
—шаг хомутов;
«о — напряжение в отогнутой арматуре после проявления всех потерь.
При проверке наклонных сечений на образование трещин наибольшие главные растягивающие напряжения бетона должны удовлетворять условию
сг.р < 1,5 /?р.у , (VI. П4)
а главные сжимающие напряжения в конструкциях 1-й категории трещиностойкости
°г.с ^пр.у > (VI. 115)
в конструкциях 2-й категории трещиностойкости
°г.с 0 » 8 /?пр.у • (VI . 116)
При этом проверку главных сжимающих напряжений производят только в тонких стенках элемента толщиной Vis h и менее.
В случаях, когда аг.р>1,5/?р.у, необходимо увеличить сечение элемента или применить предварительное напряжение поперечной арматуры, а если предварительное напряжение уже учитывалось расчетом, то увеличить его интенсивность.
В этих случаях величину предварительного напряжения поперечной арматуры он.х определяют по формуле
«Н.х = I ъ Оу — f "'° (а0 + 1.5 пЯр.у) Sin а I —
^н-х L J
— 1,5п/?р.у, (VI. 117)
где оу —определяют по формуле (VI.111), принимая аг.р = l,57?p.y,,
о0 — напряжение в отогнутой арматуре после проявления всех потерь.
Предварительное напряжение поперечной арматуры (хомутов), контролируемое при натяжении на бетон, допускается принимать равным
-^ + ап . (VI. 118)
/лт
Помимо указанного выше способа расчета, допускается рассчитывать предварительно напряженные элементы на главные растягивающие и сжимающие напряжения иными проверенными способами.
§ 7. РАСЧЕТ ДЕФОРМАЦИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Прогибы, углы поворота и выгиб элементов конструкций 1-й и 2-й категории трещиностойкости, которые в стадии эксплуатации должны работать без трещин, определяют по формулам строительной механики от невыгоднейшей нормативной нагрузки по жесткости Во элемента, где Во — жесткость с учетом длительного действия нагрузки.
Прогибы, углы поворота и выгиб элементов конструкций 3-й категории трещиностойкости, в которых в стадии эксплуатации трещины допускаются, определяют по формулам строительной механики от невыгоднейшей нормативной нагрузки, как сумму прогибов, углов поворота и выгиба для двух стадий работы элемента:
в первой стадии работы — до погашения предварительного обжатия бетона — принимают жесткость Bi, определяемую, как для упруго работающего элемента, без трещин в бетоне;
во второй стадии работы — после погашения обжатия бетона — принимают жесткость В, как для элемента с ненапрягаемой арматурой, определяемую в предположении, что в растянутой зоне бетона образовались трещины; при этом значения В> и В определяют для каждого участка элемента с моментом одного знака.
При кратковременном действии нагрузки жесткости Во и Bi элементов, имеющих постоянный момент инерции /б.н» обозначаемые дополнительно индексом <кр», определяют по формулам:
51кр = £нб4п; (Vi. 119)
Вокр=°-85£б^.п. (VI-120)
а жесткость Вкр после появления трещин для каждого участка элемента, имеющего изгибающий момент одного знака, принимают в месте наибольшего изгибающего момента на данном участке (рис. VI. 27).
§ 8. РАСЧЕТ РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЭЛЕМЕНТАХ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
139
В элементах с переменным моментом инерции Jq.u значение жесткости Во, Bi и В определяют в зависимости от закона изменения момента инерции по длине элемента.
Жесткость Вкр изгибаемых элементов при кратковременном и длительном действии нагрузки определяют, как для элементов с ненапрягаемой арматурой.
Рис. VI.27. Схема нагрузок, моментов, жесткостей и кривизны в предварительно напряженном железобетонном элементе а — схема нагрузок; б — эпюра моментов от нормативной нагрузки; в — эпюра расчетных жесткостей на различных участках элемента; г — расчетная эпюра кривизн
При этом необходимо учитывать следующие указания:
а) в формуле (V.191) условный упруго пластический момент сопротивления сечения W принимают равным моменту от приращения усилия растянутой арматуры FH и Fa относительно центра тяжести сжатой зоны бетона, деленному на величину приращения напряжений °Л<, в растянутой арматуре FH и Fa;
б) если при нормативных нагрузках трещины в бетоне растянутой зоны по расчету не возникают (в связи с чем прирост прогиба при длительном действии нагрузки будет происходить менее интенсивно), то значение 0 в формуле (V.208) (стр. 96) принимают с коэффициентом 0,5, но так, чтобы величина 0,5 0 была бы не менее 1. При этом указание о снижении б не распространяют на элементы с сжатой зоной из легкого бетона, так как он при длительном действии нагрузки деформируется более значительно, чем тяжелый бетон.
При расчетах жесткости изгибаемых элементов 3-й категории трещиностойкости первая стадия работы соответствует величине изгибающего момента Mi от нагрузки, погашающей в краевом обжатом волокне элемента со стороны растянутой арматуры предварительное сжимающее напряжение бетона аб; вторая стадия работы соответствует величине изгибающего момента М2, равного
М2 = МН— Mj , (VI. 121)
где Мн — изгибающий момент от нормативной нагрузки.
Величину изгибающего момента Mi определяют как для упругого тела по формуле
М1 = {б^б (VI. 122)
Ум
где —расстояние от центра тяжести проведенного сечения до растянутой грани.
Величину прироста среднего напряжения арматуры FH и Fa от изгибающего момента М2 допускается определять по формуле
о т (*н.у FH + #а.у Fa) М2 (FH + Fa)M
(VI. 123)
где M — расчетный изгибающий момент.
Формула (VI. 123) выведена в предположении, что между напряжениями в арматуре и изгибающим моментом существует линейная зависимость.
Для изгибаемых элементов прямоугольного, таврового или двутаврового сечения с арматурой FH и Fa или с арматурой FH , Fa и FH, Fa значения хс и W можно определять по соответствующим формулам главы V (стр. 90 и 91), как для элементов с ненапрягаемой арматурой. При этом в расчетные формулы вместо значений Fa подставляют значения FH +Fa и вместо Fa — значений + Fa .
При вычислении прогибов и углов поворота в элементах 3-й категории трещиностойкости с различной по их длине жесткостью среднюю кривизну оси элемента 1/ рс для каждого участка определяют по формуле
или
J Мн
Рс В
(VI. 124)
(VI. 125)
где Мн — момент в сечении от невыгоднейшей нормативной нагрузки (рис. VI. 27);
В —жесткость участка с моментом одного знака (рис. VI. 27).
Напряжение в арматуре о , при котором определяется ф , принимают по формуле (VI.123).
§ 8. РАСЧЕТ РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН В ЭЛЕМЕНТАХ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Для элементов 1-й и 2-й категории трещиностойкости расчет раскрытия ширины трещин обычно не производят. Его следует, как правило, производить лишь для конструкций 3-й категории трещиностойкости, работающих на центральное и внецентренное растяжение, изгиб и вне-центренное сжатие при больших эксцентрицитетах.
Ширину раскрытия трещин аТ в центрально растянутых и изгибаемых элементах прямоугольного сечения определяют по формуле
ат = <Ь^^/т, (VI. 126)
Еа
где aAfa—напряжение в арматуре FH и Fa, принимаемое при растяжении
о*. =-------
M1 FH+Fa
(VI. 127)
* ГЛАВА VI. РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
140 ------ - - — --
при изгибе — по формуле (VI. 123);
= — (VI. 128)
N\ — осевое усилие от нагрузки центрально растянутого элемента, погашающее напряжение в бетоне , вызванное обжатием бетона предварительно напряженной арматурой;
/т — расстояние между трещинами.
Расстояние между трещинами определяют:
а) для центрально растянутых элементов по формуле
/т =4*. (VI. 129)
О
б) для изгибаемых элементов по формуле
/т = А’1и{7, (VI. 130)
где
U= . (VI. 131)
k\ — определяют по указаниям главы V (стр. 97—98); S —периметр сечения арматуры.
Для арматуры периодического профиля значение /т» полученное по формулам (VI. 129) и (VI. 130), умножают на 0,5; для сварных сеток и каркасов из холоднотянутой проволоки — на 1,25.
Ширина раскрытия трещин, пересекающих арматуру, не должна превышать величин, указанных в главе V (стр. 98).
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
1. Общие положения
В современном строительстве сборные предварительно напряженные железобетонные конструкции и их элементы достаточно разнообразны и отличаются назначением, конструктивной формой, материалами, способами изготовления, транспортирования, монтажа и т. п. Весьма разнообразны также решения отдельных узлов, сопряжений и деталей конструкций, которые для ряда случаев еще в достаточной степени не отработаны и нуждаются в дальнейшем совершенствовании. В настоящем параграфе приводятся некоторые общие требования и указания по конструированию отдельных элементов и деталей предварительно напряженных конструкций, которые могут быть использованы при их разработке.
При проектировании сборных предварительно напряженных конструкций следует, как правило, учитывать требования по обеспечению надежного сцепления арматуры с бетоном, достигаемого за счет применения арматуры периодического профиля или арматуры с обработанной поверхностью, располагаемой непосредственно в бетоне конструкции, либо за счет создания сцепления между бетоном и арматурой, уложенной в каналах и пазах, путем их заполнения цементным тестом, раствором или бетоном. При расположении арматуры на поверхности конструкции сцепление создается поверхностным слоем бетона (раствора), нанесенного торкретированием или иным способом.
Для заводского массового индустриального производства линейных и плитных элементов сборных и сборно-монолитных конструкций, а также для сборных элементов конструкций и сооружений цилиндрической формы (напорные трубы, резервуары и т. п.) рекомендуется непрерывное армирование.
Для поточно-агрегатного и стендового производства легких и среднего веса линейных и плитных элементов сборных и сборно-монолитных конструкций рекомендуется применять армирование отдельно или попарно расположенными проволоками, прядями или армирование горячекатаными стержнями периодического профиля, натягиваемыми на формы конструкций или на упоры стенда.
В более тяжелых конструкциях, в которых применение непрерывного армирования или отдельных проволок требует укладки большого их количества, рекомендуется применять пучки со специальными анкерами либо стержневую арматуру.
В тех случаях, когда по условиям производства, транспортирования и монтажа не представляется возможным осуществлять предварительно напряженную конструкцию в виде целого элемента, она может быть расчленена на отдельные блоки (рис. VI. 28 и VI. 29). При этом плоскость стыков блоков целесообразно располагать перпендикулярно направлению усилия сжатия элемента.
При изготовлении предварительно напряженных элементов из отдельных блоков допускается соединять их насухо без устройства зазоров между торцами блоков и без заливки раствором; в этом случае необходимо предусматривать плотное соприкасание соединяемых поверхностей блоков (изготовление блоков в кондукторах с закладкой в них строганых металлических торцовых деталей, шлифовка торцов блоков и т. п.). В ряде слу-
По 1-1
Рис. VI.28. Предварительно напряженная составная ферма пролетом 24 м
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
141
Рис. VI.29. Блочная предварительно напряженная балка пролетом 18 м с непрерывной арматурой из стальной проволоки (длина блоков — элементов балки 9 л)
а — конструкция блока балки; б —деталь сварного стыка растянутого нижнего пояса балки; 1 — непрерывная арматура d=4 мм ; 2 —трубки поперечной обмотки; 5 — каркас из обычной арматуры; 4 — стальная закладная деталь опорная; 5 — стальная закладная деталь стыковая; 6 — соединительные планки; 7 — сварка
чаев конструкции, состоящие из отдельных блоков, целесообразно изготовлять в одной опалубке с применением плоских прокладок между блоками (рис. VI. 30); при этом расположение блоков в монтируемой конст-
Рис. V1.30. Схема расположения блоков конструкции д— при изготовлении; б — при сборке; /— стальные прокладки толщиной 6 с гладкими плоскостями; I — IV ~ блоки
рукции должно соответствовать их расположению при изготовлении.
Предварительно напряженные линейные элементы (бруски, вкладыши и т. п.), укладываемые в сборные и сбор но-монолитные конструкции, проектируют так, чтобы после спуска натяжения арматуры они оставались центрально сжатыми и не имели искривлений. Примерные схемы армирования и форма сечений брусков показаны на рис. VI. 31.
При проектировании конструкций с предварительно напряженными элементами (брусками, досками и т. п.) предусматривают мероприятия, обеспечивающие надежную работу конструкции в поперечном направлении путем установки поперечной арматуры, брусков и т. п. (рис. VI. 32).
В целях повышения трещиностойкости для изгибаемых, внецентренно сжатых (случай 1), а также внецентренно растянутых элементов с большим эксцентрицитетом рекомендуется принимать сечения с развитой растянутой и сжатой зонами бетона (двутавровое, прямоугольное, полое и т. п.) или только с развитой растянутой зоной бетона (тавровое сечение с полкой в растянутой зоне и т. п.). При этом устраиваются плавные пере-
Рис. VI.31. Примеры сечений предварительно напряженных элементов
ходы (вуты и т. п.) в местах сопряжения стенок с полками. Отверстия, устраиваемые в стенках элементов, имеют закругленную форму, а края стенок около отверстий усилены арматурой.
В элементах двутаврового или таврового сечения следует стремиться к достижению наименьшей площади нижнего пояса, наибольшей полезной высоты и наибольшего расстояния между центром тяжести сечения арма
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
142
туры и центром тяжести поперечного сечения элемента. Примерная схема расположения проволок показана на рис. VI. 33.
Насыщение продольной предварительно напряженной арматурой растянутой и сжатой зон элементов и соотношение между интенсивностью предварительного натя-
Рис. VI. 32. Примеры сечений сборных конструкций, армированных предварительно напряженными элементами:
1 — предварительно напряженные элементы; 2 — окружающий бетон; 3 — поперечная арматура
жения арматуры обеих зон принимают из условия обеспечения требуемой несущей способности, трещиностойкости и жесткости элементов. При предварительных расчетах изгибаемых элементов с арматурой в сжатой р'
зоне соотношение —— может быть принято 0,25; для F н
конструкций 1-й и 2-й категории трещиностойкости равнодействующая усилий напрягаемой арматуры после обжатия бетона, как правило, не должна выходить за пределы ядра сечения; для изгибаемых, внецентренно сжатых по 1-му случаю и внецентренно растянутых с большим эксцентрицитетом элементов, работающих на однозначную нагрузку, место расположения равнодействующей усилий напрягаемой арматуры целесообразно принимать вблизи грани ядра сечения наиболее растянутой зоны элемента.
Равнодействующая усилий напрягаемой арматуры должна быть расположена в вертикальной плоскости, проходящей через центр тяжести сечения балки, так как в противном случае в процессе обжатия балка изогнется в горизонтальной плоскости и получит неравномерное обжатие.
В тех случаях, когда требуется обеспечить более высокую трещиностойкость элемента и когда равнодействующая усилий натянутой арматуры находится в пре
делах ядра сечения, величину предварительного напряжения арматуры рекомендуется принимать наибольшей допускаемой.
При расположении равнодействующей усилий за пределами ядра сечения, а также в конструкциях 3-й категории трещиностойкости величина предварительного натяжения арматуры может быть принята по расчету ниже предельных величин.
В тех случаях, когда трещиностойкость при смешанном армировании элемента обеспечивается напряжением не всей арматуры, часть арматуры применяют без предварительного напряжения, используя для нее горячекатаную сталь. Вся арматура из высокопрочной холоднотянутой проволоки подвергается натяжению.
При применении в растянутой зоне элемента только горячекатаной стали, подвергнутой механическому упрочнению, площадь сечения ненапрягаемой части арматуры должна составлять не более 30% от общей площади арматуры растянутой зоны элемента.
При применении в растянутой зоне элемента арматуры только из горячекатаной стали, имеющей площадку текучести и не подвергнутой механическому упрочнению, соотношение между площадями напрягаемой и ненапрягаемой арматуры не нормируется.
Местное усиление частей элементов у концов предварительно напряженной арматуры, под ее анкерами, а также в местах опирания натяжных механизмов, достигается применением специальных закладных стальных или железобетонных деталей, постановкой дополнительной поперечной арматуры либо путем увеличения размеров сечения элемента.
Местное усиление элемента на опоре может быть также выполнено за счет изменения его ширины и увеличения защитного слоя бетона (см. рис. VI. 37). В конструкциях со стержневой продольной арматурой, не имеющей анкеров на концах, сечение концов элементов рекомендуется уширять на участке длиной не менее 10 диаметров продольной арматуры.
В целях предотвращения образования трещин на торцах мощных элементов при их загружении усилиями от продольной напрягаемой арматуры, а также в целях уменьшения главных растягивающих напряжений у опорных участков целесообразно часть продольной арматуры у опор располагать криволинейно, выводя ее на торец элемента равномерно по высоте, а в случае необходимости на верхнюю поверхность элемента.
Когда продольную арматуру не отгибают, необходимо либо напрягать поперечную арматуру, либо увеличивать ширину, либо уменьшать высоту сечения концов элемента и устанавливать дополнительную поперечную арматуру без натяжения (рис. VI.34).
При применении напрягаемой поперечной арматуры из стержней или пучков рекомендуется располагать ее ближе к торцам элемента и напрягать до натяжения продольной арматуры с усилием не менее 15% усилия натяжения продольной арматуры растянутой зоны. Величину натяжения следует назначать по возможности максимальной.
В конструкциях со стержневой продольной арматурой, не имеющей анкеров на концах, сечение концов элемента уширяют на длине не менее чем 10 диаметров продольной арматуры.
Рис. VI. 33. Поперечное сечение предварительно напряженной балки, армированной высокопрочной стальной проволокой
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
143
При отсутствии поперечной напрягаемой арматуры в конструкциях, воспринимающих сосредоточенные нагрузки (подкрановые балки и т. п.), и при сосредоточении напрягаемой продольной арматуры в верхней и нижней зонах опорного сечения конструкции устанавливают горячекатаную ненапрягаемую поперечную арматуру. Площадь сечения этой арматуры назначают из условия, чтобы на нее приходилось не менее 30% усилий, воспринимаемых в предельной стадии (по несущей способности) продольной напрягаемой арматурой нижней зоны опорного сечения. Стержни поперечной арматуры следует надежно заанкеривать по концам, приваривая их к закладным деталям (рис. VI, 34, в).
a) S)
По /-/
Рис. VI. 34. Усиление торца изгибаемого предварительно напряженного элемента со стержневой арматурой из горячекатаной стали
а — торец балки; б — боковой вид балки; в — дополнительная поперечная арматура; 1 — предварительно напряженная арматура;
2 — гребенки, заводятся сбоку
При проектировании конструкций с повышенными требованиями огнестойкости, кроме общих указаний о толщине защитного бетонного слоя (см. стр. 90), следует:
а) принимать меры для предотвращения прогрева, создавать лучшую анкеровку концов арматуры путем устройства карнизов после установки панелей перекрытий или устройства утолщений на концах элементов и т. п.;
б) надежно обеспечивать расположение арматуры по поперечному сечению установкой прокладок и другими способами в целях сохранения заданной толщины защитного слоя бетона;
в) основную часть арматуры растянутой зоны по возможности располагать дальше от обогреваемых поверхностей элемента;
г) при предварительном напряжении не всей арматуры растянутой зоны, напрягаемые стержни располагать в той части поперечного сечения, которая более удалена от обогреваемых поверхностей;
д) при выборе конструктивной формы элемента от
давать предпочтение конструкциям, арматура которых может быть надежно защищена от воздействия температуры без применения специальных мероприятий (защита арматуры соседними элементами, дополнительной заливкой стыков и т. п.);
е) применять эффективные виды штукатурки обогреваемых поверхностей, устраивать подвесные потолки, облицовку и другие защитные мероприятия;
ж) предусматривать применение легкого бетона.
Рис. VI. 35. Усиление бетона допол-
нительным армированием в местах перегиба напрягаемой арматуры
Для расположения арматуры, напрягаемой на бетон, в элементах конструкций можно устраивать каналы с применением стальной оболочки из гофрированных или гладких трубок либо удаляемых из бетона стальных спиралей, стержней, резиновых шлангов и т. п. Внутренний диаметр трубок и наружный диаметр спиралей или шлангов принимают на 5—-15 мм больше внешнего диаметра пучка или стержня арматуры либо на 5—10 мм больше диаметра анкерного устройства, заранее закрепляемого на концах пучка, заводимого в каналы элемента после его бетонирования.
Гофрированные трубки выполняются из тонкой стальной ленты. В случае применения гладких трубок отдельные их звенья выполняются из кровельной стали, по длине равными длине или ширине листа кровельной стали. При сборке трубок концы их звеньев должны находить друг на друга не менее чем на 50 мм.
В целях уменьшения трения напрягаемой арматуры о стенки каналов в местах резкого изменения их кривизны рекомендуется устанавливать отрезки стальных труб.
Отводы (тройники) для нагнетания цементного теста или раствора в криволинейные каналы располагаются
Рис. VI.36. Схема анкеровки пучковой арматуры на торце элемента
1 — стальная трубка (оболочка); 2 — сварные сетки; 3 — стальной патрубок; 4 — стальная анкерная колодка; 5 — стальная пробка;
6 — арматурный пучок
вблизи опор и в пролете на расстоянии не более 12 ле и обеспечивают сквозной проход раствора по каналу без образования в нем воздушных полостей. В конструкциях
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
144
’с прямолинейной арматурой длиной до 25—30 м инъекцию в каналы допускается производить с торца без устройства промежуточных тройников. Следует учитывать, что в криволинейных каналах нагнетаемый раствор целесообразно подводить через отвод, расположенный в самой нижней части канала, а выпуск воздуха производить в верхней части канала.
В предварительно напряженных конструкциях в каналах можно располагать по одному пучку или стержню или группами из нескольких пучков или стержней. В последнем случае на концах элементов каналы устраивают с уширением, позволяющим отводить арматуру и свободно размещать ее анкерные устройства и оборудование
Рис. VI. 37. Схема анкеровки пучковой арматуры на конце элемента с утолщенным защитным слоем бетона 1 — стальная трубка (оболочка); 2 — сварные сетки; 3 — стальной патрубок; 4—стальная анкерная колодка; 5 — стальная пробка;
6 — арматурный пучок
f-й ряд надидки
для натяжения. При этом в местах перегиба натягиваемой арматуры (рис. VI. 35), а также в местах расположения уширений канала предусматривают усиление элемента путем установки стальных обойм, хомутов, сеток (рис. VI. 36), местное увеличение защитного слоя бетона (рис. VI. 37) и т. п.
Пучки или стержневую арматуру располагают в один или несколько рядов по высоте сечения элемента; при этом расстояние между пучками или стержнями назначают с учетом удобства укладки и уплотнения бетонной смеси, степени местного обжатия бетона, а также габаритов натяжного оборудования.
В конструкциях с непрерывным армированием расположение витков проволоки и расстояние между ними назначают с учетом возможностей навивочных машин. Схему очередности навивки арматуры и места крепления концов проволоки указывают на чертежах конструкции. Пример схемы намотки нижней арматуры для железобетонной панели перекрытия приведен на рис. VI.38.
В случае, если при выбранном диаметре арматуры подобранное по расчету количество проволок не размещается в целом числе пучков, применяют неполные пучки или другой диаметр проволоки или другой тип пучков; кроме того, недостающую или избыточную площадь проволок заменяют эквивалентной по усилию площадью стержневой ненапрягаемой арматуры, что должно быть подтверждено расчетом.
Аналогичный способ конструирования принимают и при применении предварительно напряженной горячекатаной стержневой арматуры.
Арматура, учитываемая в расчете на сжатие и имеющая напряжение со < 4 500 кг!см\ проектируется как для конструкций с арматурой, не подвергаемой предварительному напряжению.
Рис. VI. 38. Схема очередности навивки арматуры и места крепления концов проволоки в железобетонной панели перекрытия
н — начало навивки; к — конец навивки
2. Расположение арматуры в элементах
В предварительно напряженных элементах расположение арматуры по их сечениям должно строго соответствовать расчету, так как несоблюдение этого требования может заметно изменить напряженное состояние элемента и привести к преждевременному образованию трещин в бетоне. Поэтому для правильного расположения арматуры по сечению элемента и его длине предусматривают подставки из сварных сеток и каркасов (через каждые 0,6—1 м) и другие средства (подвеску
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
145
арматуры к опалубке, привязку к ненапрягаемой закрепленной арматуре и т. п.).
Расположение арматуры по сечению и длине элемента должно соответствовать огибающей эпюре моментов и поперечных сил.
В изгибаемых и внецентренно сжатых элементах для уменьшения влияния поперечной силы от эксплуатационной нагрузки и для уменьшения толщины стенки и ко-
Рис. VI.39. Примерные схемы армирования разрезных балок армату-рой}прямолинейного и криволинейного очертания
а — арматура по всей длине элемента; б и в — часть арматуры заканчивается в пределах элемента
личества поперечной арматуры, всей продольной арматуре или части ее придается криволинейное или ломаное
очертание с подъемом арматуры у концов элемента (рис. VI. 39); при этом часть арматуры может заканчиваться и заанкериваться в растянутой зоне в местах расположения поперечных ребер, диафрагм и т. п. или в сжатой зоне.
Если конец напрягаемой арматуры расположен вверху торца элемента вне ядра сечения (рис. VI. 40), то для восприятия появляющихся в нижней зоне у опоры
Рис. VL40. Усиление конца элемента дополнительной арматурой
растягивающих напряжений предусматривают установку дополнительной арматуры, надежно усиливающей конец элемента.
При обрыве рабочей продольной арматуры в пролете учитывают требования, изложенные в главе V (стр. 89).
Армирование элементов, имеющих двухзначную эпюру изгибающих моментов (консольные и неразрезные балки, ригели рам и т. п.), может быть выполнено различными способами, например: а) арматурой, проходящей прямолинейно по всей длине элемента или на отдельных участках его (рис. У1.41,аиб) при криволинейном или ломаном очертании элемента; проходящей
криволинейно (рис. VI. 41, в) при прямолинейном, криволинейном и ломаном очертании элемента;
б) установкой необходимого количества арматуры в растянутой зоне в соответствии с эпюрой изгибающих моментов и заанкериванием ее концов непосредственно в этой зоне или с заводкой в сжатую зону.
Рис. VI.41. Примерные схемы армирования предварительно напряженных неразрезных и консольных балок
а — двухпролетная балка с прямолинейной арматурой по всей длине балки; б — консольная балка с прямолинейной арматурой на отдельных участках балки; в — то же, с арматурой криволинейного очертания
Рис. VI.42. Гидравлические домкраты’’ двойного действия
о, б и в — мощностью соответственно 60, 30 и 15 т
♦ В знаменателе
дроби
даны величины хода поршня заклинивания*
(О Зак. 2065
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
146
Рис. VI.43. Деталь зажима для пучков
а — зажим'до протяжки; б — зажим после протяжки; в — концевой стержень (из стали марки 45Х с закалкой до = 40 ч- 45°); г — гильза (из стали марки Ст. 3); д — пучки соответственно ПТ 2405, П2 1805, ПЗ 1405; 1 — коротыши; 2 —кольцо для протяжки
Данные для подбора зажимов пучковой арматуры
Марка про-> пучке р гиль-ie про-в мм иь по-)го се-пучка вес ых де-а два j кг Концевые стержни размерами в мм
пучка зажима пучковой арматуры Число ВОЛОК Е Диамет зы nocj тяжки Плота; перечне чения в мм1 « (П = X Од я SIBI 1з d0
П1 МД1 24 58 472 7,5 110 37,5 35 43
П2 МД2 18 50 354 5,3 100 29,5 27,5 37
ПЗ МДЗ 14 42 275 3.6 80 22,7 20,7 32
Продолжение
Концевые стержни размерами в мм Гильзы размерами в мм
^7 1о вес в кг D <4 1 А вес в кг
М35Х2 340 2,4 70 58 35,5 48 100 72 45 1.34
м32х2 320 1,69 59 50 32.5 40 90 64 35 0,97
м28х2 310 1,25 52 42 28,2 33 85 59 30 0,65
Применяют и другие методы армирования конструкций, позволяющие уменьшить расход стали, число пучков или стержней, либо изменить направления пучков и стержней в вертикальной и горизонтальной плоскостях и т. д. Все эти методы должны быть обоснованы расчетом и в случае необходимости проверены опытным путем.
При применении предварительно напряженной арматуры криволинейного очертания, напрягаемой на бетон, угол наклона пучков или стержней рекомендуется принимать не более 30°; радиус закругления пучка или стержня рекомендуется принимать:
а) при пучках с арматурой из проволоки диаметром в мм
до 5 включительно........................ не менее 4 м
6-8............................................... 6 „
б) при горячекатаных стержнях диаметром в мм
до 25 включительно....................... не менее 15 м
28-40 ......................................... 20.
В целях снижения потерь за счет трения криволинейно располагаемой арматуры предусматривают ее на
тяжение с обоих концов, принимают меньшую длину натягиваемых участков, устанавливают прокладки, умень. шающие трение, применяют вибрирование арматуры через окна в каналах.
В виде исключения для пучков с одним местным перегибом, натягиваемых с обоих концов, радиусы кривизны могут быть уменьшены против указанных выше.
При проектировании предварительно напряженных конструкций с пучковой арматурой применяют:
а) пучки со стальными или железобетонными анкерами, напрягаемые гидравлическими домкратами двойного действия (рис. VI. 42);
б) пучки с нарезными или накатными наконечниками (рис. VI. 43), напрягаемые гидравлическими домкратами (рис. VI. 44);
в) пучки со стаканными и другими анкерами, напрягаемые гидравлическими домкратами с применением упоров (рис. VI. 45).
Примерная конструкция пучков показана на рис. VI. 46.
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
147
Рис. VI.44. Гидравлические домкраты
а, б и в — с тяговым усилием соответственно 50, 25 и 15 т
Марка домкрата Схема на рис. VI. 44 Тяговое усилие в кг Ход поршня в мм Размеры резьбы в штоках в мм Общий вес в кг Максимальное давление в ати
СМ 537 (ДС-50-150) а 50 150 М16Х2 М18Х2.5
М20х2,5 М22Х2.5 69
М24ХЗ М27ХЗ М36Х4 М42ХЗ 300
СМ 514 б 25 50 М16Х2
(ДС-25-50) М20Х2.5 М22Х2.5 23.7
СМ 538* в 15X2 50 М16Х1.5
(Д2С-30-50) М16Х2 М 20x2,5 19,2
* Каждый из спаренных домкратов СМ 538 может быть исполь-ован в отдельности с тяговым усилием. 15 т.
Длину проволоки, применяемой для изготовления пучков арматуры, назначают с учетом типа анкерных устройств и способов натяжения.
У концов предварительно напряженных элементов на участках длиной, равной двум длинам анкерных приспособлений, а при отсутствии анкеров — на длине 10rf,
Рис. VI.45. Схема гидравлического домкрата мощностью 90 т
1 — домкрат; 2 — трубка для нагнетания масла; 3 — тяж; 4 — упор; 5 — тяговая муфта; 6 — анкер; 7 — кольцевой захват; 8 — винт с рукояткой для возврата поршня; 9 — поршень;
10 — шайба; 11 — торец конструкции
Рис. VI. 46. Схема сечения мощного арматурного пучка а — при инъецировании в канал через анкеры и при наличии тройниковых отводов; б — при инъецировании в канал только через анкеры; 1 — спираль диаметром 25 мм из проволоки с шагом 20 мм-, 2 — коротыши диаметром 18 мм длиной 100 мм, устанавливаемые через 1л; 3 — ось тройника отвода
но не менее 20 см, устанавливают сварные сетки яэти замкнутые хомуты с шагом 5—7 см и диаметром не менее 5 мм и не менее 0,25d, где d — диаметр стержней продольной арматуры.
В пучковой арматуре предусматривают зазоры между отдельными проволоками или группами проволок, например, с помощью установки коротышей в анкерах (рис. VI. 46), спиралей и др., что позволяет цементному
10*
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
148
тесту или раствору пройти между проволоками пучка при инъецировании в каналы и создает сцепление арматуры с бетоном.
3. Анкеровка арматуры
Установка анкеров обязательна для арматуры, напрягаемой на бетон во всех случаях; при натяжении арматуры на упоры — при недостаточном сцеплении ее
Рис. VI.47. Анкеровка пучков проволоки из твердых сталей в предварительно напряженных железобетонных конструкциях
а — анкеровка в трубках; б — анкеровка при помощи анкерных колодок; в —анкеровка при помрщи петель; 1 — трубка газовая усиленная, с одним сплющенным концом и внутренней нарезкой на другом;
2 — трубка газовая нормальная, с одним сплющенным концом и приваренной гайкой’ва другом; 3 — раствор марки не ниже 500; 4 — гайка; 5 — арматурный пучок; 6 — стальной конический стержень;
7 — стакан{из'стальной трубы приварен к диску 9 по всей окружности; £ —трубка из жести (6 = 0,4мм)-, 9 — стальной диск; 10 —кольцо; 11 — анкерный штырь диаметром 12 — 16 мм; /2 — окно натяжного крюка; 13 — конец проволоки диаметром до 5 мм в оплетке
Рис. VI.48. Анкеровка арматурного пучка из высокопрочной проводки при помощи железобетонной колодки и стальной пробки
1 — железобетонная колодка; 2 — спираль; 3 — спираль из высокопрочной проволоки; 4 — стальной конус с отверстиями для инъецирования раствора; 5 — проволока диаметром 2,5 — 5 мм арматурного пучка; 6 — трубка; 7 — внутренняя спираль длиной вО мм из высокопрочной стальной проволоки диаметром 2,5 — 3 мм
с бетоном; при этом анкерные устройства должны обеспечивать надежную заделку арматуры в бетоне элемента на всех стадиях его работы. Рекомендуемые типы анкеров, нашедших применение на практике, показаны на рис. VI. 47—VI. 53.
Рис. VI.49. Анкеровка арматурного пучка из высокопрочной проволоки периодического профиля при помощи стального конуса
1 — трубка; 2 — проволока арматурного пучка; 3 — цементный раствор; 4 — стальной конус'5—стальная прокладка;
6 — гайка; 7 — натяжной шток домкрата
Рис. VI.50. Анкеровка арматуры в предварительно напряженных железобетонных конструкциях круглого сечения
а — анкеровка путем зажатия витками спирали одного конца и скрутки другого конца; б — анкеровка при помощи зажимного болта; 1 — начало обмотки; 2 — конец обмотки; 3 — витки проволоки с ослабленным напряжением; 4 — отрезок проволоки диаметром до 5 мм; 5 — зажимной болт диаметром 12 мм;
6 — анкер сечением 25x25 мм
Кроме указанных типов анкеров, применяют другие анкерные устройства, проверенные опытом. Выбор типа анкеровки производят с учетом имеющихся производственных возможностей и назначения конструкций.
В месте расположения анкерного устройства бетон усиливают косвенным армированием для восприятия усилия от натянутой арматуры и усилий, передаваемых бетону натяжными устройствами. Для равномерной передачи усилий от анкера на бетон под анкерами рекомендуется укладывать торцовый стальной лист или торцовую железобетонную плиту, изготовленную заранее
§ &. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
149
и устанавливаемую при вязке арматурного каркаса. При установке листа или плиты на месте в них оставляют прорези для пропуска пучков. К стальным листам со стороны, примыкающей к бетону, приваривают анкерные ко-
рне. VI.51. Анкеровка арматуры из твердых сталей в предварительно напряженных железобетонных конструкциях;
а—анкеровка при помощи колец; б и в— анкеровка арматуры в бетоне достигается непосредственным сцеплением арматуры с бетоном; на поверхности стержня диаметром более 3 мм нанесена риска-насечка или стержень сплющен; г — анкеровка арматуры диаметром до 6 мм при помощи трубок (применяется при непрерывном армировании); д — анкеровка начала обмотки арматуры диаметром до 6 мм на сердечнике (применяется при непрерывном армировании); е — анкеровка конца обмотки арматуры на сердечнике при помощи зажимного болта (применяется при непрерывном армировании); ж — анкеровка концов обмотки арматуры балок при помощи плашечного зажима (применяется при непрерывном армировании); 1 — кольцо; 2— штырь; 3— поверхностная насечка; 4 — сплющенный стержень; 5 — трубка; 6 — сплющенная трубка; 7 — стальная подкладка, прикрепленная к сердечнику; 8 — зажимный болт диаметром 12 мм\ 9 — плашечный зажим; 10 — начало арматуры; 11 — конец арматуры
ротыши и отрезки газовых труб для крепления на них ооблочек каналов.
В случаях, когда каналы для пучков образуются стальными трубками или резиновыми шлангами, удаляемыми после бетонирования элемента, и их диаметр больше диаметра отверстия в анкерной плите, последнюю устанавливают на элементе после удаления трубок или шлангов; при этом в проекте должны быть предусмотрены мероприятия, обепечивающие равномерное иримыкание плиты к бетону элемента и закрепление на
нем путем постановки ее на раствор, приварки к закладным деталям и т п.
Анкерные плиты у концов натягиваемой арматуры устанавливаются строго перпендикулярно к ее продольной оси.
Анкеры можно не устанавливать, если применяются:
а) холоднотянутая проволока периодического профиля при условии соблюдения требований по прочности бетона (табл. VI.3);
Рис. VI.52. Анкеровка и стыкование арматуры в предварительно напряженных железобетонных резервуарах
а — анкеровка при помощи натяжных гаек: б — стыкование при помощи стяжной муфты; 1 — напрягаемая арматура;
2 — нарезной конец; 3 — контактная электросварка; 4 — стальная стойка из швеллера; 5 — натяжная гайка;6 — стяжная муфта
б) холоднотянутая витая круглая проволока или круглая проволока с обработанной поверхностью при условии соблюдения требований по прочности бетона (табл. VI.3);
в) горячекатаная и холодносплющенная стержневая арматура периодического профиля при условии соблюдения требований по прочности бетона (табл. V1.3) и установки дополнительной арматуры в виде сварных сеток и хомутов; при этом длина заделки стержней за грань опоры принимается не менее 4d, а толщина защитного
Рис. VI. 53. Анкеровка гладкой арматуры из мягких сталей в предварительно напряженных железобетонных конструкциях
а — анкеровка при помощи приваренных коротышей; б — анкеровка при помощи приваренной шайбы; а —анкеровка при помощи гайки; г — анкеровка при помощи приваренного наконечника; 1 — коротыши; 2 — шайба приваренная; 3 — гайка; 4 — штампованный стальной наконечник с нарезкой, приваренный к арматуре; 5 — сварка
слоя бетона (на участке заделки длиной 15d) — не менее 2d и не менее 40 мм.
При установке стальной опорной детали (плиты или швеллера), надежно закрепленной в бетоне элемента, допускается принимать защитный слой бетона со стороны опоры таким же, как для сечения в пролете.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
150
В конструкциях с криволинейно располагаемой арматурой целесообразно анкерные устройства размещать на торцах элемента без увеличения нижнего защитного слоя бетона; в этом случае расположение арматуры по высоте поперечного сечения выбирают с учетом размещения анкерных и натяжных устройств на торцах элемента. При этом закладные детали анкерного устройства располагают на приливах или в углублениях торца элемента, что обеспечивает перпендикулярное положение анкера к продольной оси натягиваемой арматуры и натяжного устройства. Приливы целесообразно применять для конструкций, не стесненных на торцах соседними элементами; углубления устраивают при стесненных габаритах на опорах элемента, а также при необходимости скрытого расположения стальных деталей анкера.
При размещении анкерующих приспособлений учитывают их перемещение при удлинении арматуры в процессе ее натяжения на упоры. После натяжения арматуры анкер должен занимать проектное положение.
Анкерные устройства, располагающиеся на поверхности бетона, защищают слоем дополнительно укладываемого бетона (раствора) или антикоррозийным покрытием.
4. Стыки арматуры
Арматура из холоднотянутой проволоки в предварительно напряженных элементах должна быть, как правило, без стыков. При применении непрерывного армирования допускается соединение конца проволоки одной бухты с концом другой путем устройства простого узла, с помощью соединительных плашек и т. п.
Соединение концов холоднотянутой проволоки выполняют также с помощью термитно-муфельной сварки; при этом прочность проволоки в месте стыка на длине 10 см принимается не более 40% от прочности проволоки, не подвергающейся сварке.
Стыки стержней предварительно напряженной и ненапрягаемой арматуры из горячекатаной стали можно выполнять контактной стыковой или дуговой электросваркой согласно указаниям табл. Ш.З (стр. 37—38).
Сварные стыки стержней горячекатаной арматуры впредь до проведения специальных опытов не допускаются в элементах (шпалы, подкрановые балки и т. п.), подвергающихся действию многократно повторяющейся нагрузки, которая создает в арматуре напряжения, изменяющиеся в широких пределах.
При проектировании изгибаемых предварительно напряженных элементов (подкрановых балок, балок покрытий и т. п.), присоединяемых на опорах к колоннам и стойкам с помощью приварки закладных деталей, предусматривается возможность работы этих деталей на горизонтальные усилия.
5. Защитный слой бетона
Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры принимается в соответствии с рекомендациями главы V (стр. 90) и следующими указаниями:
а) в балках и колоннах с продольной арматурой, напрягаемой на упоры, толщина защитного слоя должна составлять:
при диаметре пучков или стержней tf<20 мм ... не менее 20 мм . . . „ . d<32 ............. 25 „
. я . я . d>32...............d
где d — диаметр продольных стержней или пучков арматуры;
б) в плитах, стенках, балках, колоннах и других элементах с продольной арматурой, напрягаемой на бетон
и располагающейся в каналах, толщину бетонного слоя от наружной поверхности элемента до внутренней поверхности канала принимают:
при расположении в стержню арматуры — не
канале по одному пучку или менее 20 мм и не менее 0,5 диа-
Рис. VI. 54. Толщина защитного слоя бетона до оболочки канала, предназначенного для группы пучков или стержней
метра;
при групповом расположении пучков, прядей или стержней арматуры в каналах— не менее 80 мм для боковых стенок и не менее 60 мм для нижних стенок (рис. VI.54).
При расположении у поверхности элемента напрягаемой арматуры вплотную друг к другу, без зазора, предусматривают конструктивные мероприятия, устраняющие возможность отслоения защитного слоя бетона от поверхности арматуры (установка между проволоками коротышей, легких сеток и т. п.).
Укладку бетона или инъ-
екцию раствора в каналы, выемки и т. п. следует производить, как правило, сразу же после окончания натяжения всей арматуры элемента, о чем должно быть указано в рабочих чертежах конструкций.
6. Расстояние между пучками и стержнями арматуры
При выборе расположения арматуры по сечению исходят из необходимости обеспечить удобство укладки бетонной смеси и ее уплотнения, а также учитывают сте-
Рис. VI.55. Схемы расположения ненапрягаемой и напрягаемой арматуры
1 — напрягаемая арматура; 2 — нена-прягаемая арматура
§ 9. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ КОНСТРУИРОВАНИЯ
151
пень местного обжатия бетона и габариты натяжного оборудования. При этом расстояние в свету между проволоками (стержнями и пучками) арматуры или оболочками каналов в элементах, изготовляемых без применения виброплощадок или вибраторов, укрепляемых на опалубке, должно быть таким, чтобы наконечник штыковых вибраторов или виброштампующих деталей машин, уплотняющих бетонную смесь, проходил свободно.
Рекомендуется продольную ненапрягаемую арматуру располагать ближе к наружным поверхностям элементов так, чтобы поперечная арматура (хомуты) охватывала напрягаемую арматуру (рис. VI.55).
Расстояние в свету между отдельными натянутыми стержнями, прядями или пучками горизонтальных или наклонных элементов принимают не менее диаметра канала для пучка или стержня и не менее 25 мм.
При непрерывном армировании элементов с гарантированной анкеровкой проволок допускается располагать несколько проволок в одном ряду вплотную без зазора. При этом каждый ряд проволок располагается с учетом удобства укладки и уплотнения бетонной смеси, раствора или цементного теста между рядами проволок. Зазор в свету между рядами проволок принимают не менее 15 мм.
В местах изменения направления проволок допускаются прокладки из стали или из других материалов, обеспечивающие равномерную передачу усилий с одного ряда проволок на другой.
7. Стыки элементов и закладные детали
Стыки сборных предварительно напряженных элементов, воспринимающие изгибающие моменты, поперечные адлы или растягивающие усилия, выполняются одним аз следующих способов:
сваркой выпусков арматуры;
сваркой стальных закладных деталей, забетонированных в элементах или прочно закрепленных на арматуре;
пропуском через каналы и пазы элементов пучков, прядей, болтов или стержней с последующим натяжением их и инъецированием в каналы, с заливкой пазов бетоном, раствором или цементным тестом.
Закладные детали стыков, подвергаемые сварке, выполняются из стали марки Ст. 3 или из сталей иных марок, отвечающих условиям свариваемости, а их конструкция должна обеспечивать удобство производства работ.
Стыки элементов сборных конструкций заполняют бетоном или раствором .после сварки арматуры; стыки выполняются насухо, если торцы обжимаемых элементов обеспечивают плотное их сопряжение.
Концевые части стыкуемых элементов, имеющие сжатую зону бетона и воспринимающие местное напряжение, усиливают так, чтобы их прочность примерно в 1,5 раза превышала прочность сечения элемента за пределами стыка.
Конструкция сварных стыков элементов и их закладных деталей должна предусматривать возможность сварки без нагрева или с нагревом не более 100° присоединенной к ним или расположенной на них напрягаемой арматуры.
Допускается выполнять стыки сборных элементов с натянутой горячекатаной арматурой, выступающие наружу концы которой не имеют предварительного напряжения. В расчетах стыков и закладных деталей должна быть учтена возможность отжига арматуры, если она до применения в дело подвергалась механическому упрочнению. Стыки сборных элементов с дополнительными натянутыми пучками или стержнями, а также сварные стыки конструируют так, чтобы при передаче через них
усилий закладные детали и накладки не разгибались, а бетон не выкалывался.
При конструировании стальных закладных деталей в виде плит, обрезков швеллеров, двутавров и т. п. необходимо предусматривать надежное крепление их в бетоне с помощью приварки коротышей из горячекатаной стали периодического профиля (рис. VI.56). Приварка к закладным деталям листовой и полосовой стали, раз-
Рис. VI. 56. Анкеровка стальных закладных деталей путем приварки к ним коротышей из горячекатаной стали периодического профиля 1 — приварка под слоем флюса
деляющих бетон на отдельные участки, не рекомендуется, если не будут приняты специальные меры против расслоения бетона.
8. Требования, указываемые в рабочих чертежах, пояснениях к ним
и в технических условиях
В рабочих чертежах, пояснениях к ним и в технических условиях на проектируемые предварительно напряженные конструкции указывают:
а) характеристики применяемой стали (марка, профиль, номер ГОСТ или технических условий), отличая при этом напрягаемую арматуру от ненапрягаемой;
б) требования о необходимости испытания механических свойств арматуры в сборных конструкциях, рассчитываемых при /п = 1,1; проверка прочности арматуры должна производиться для всех конструкций в соответствии с требованиями ГОСТ 8829-58. «Детали железобетонные сборные. Методы испытания и оценки прочности, жесткости и трещиностойкости» и «Инструкции по методике испытаний на прочность и жесткость железобетонных деталей сборных конструкций», при этом определение относительных удлинений и испытания на холодный загиб высокопрочной проволоки должны производиться с учетом требований соответствующих стандартов или технических условий;
в) радиусы закругления криволинейной арматуры, места перехода от одной кривизны к другой, а также конструкция и места расположения вспомогательных устройств, уменьшающих трение арматуры о стенки каналов и предохраняющих бетон от местного смятия;
г) места расположения отводов (тройников) для нагнетания цементного раствора или теста, а также последовательность инъецирования в каналы;
д) материал, конструкция и места расположения трубок или уплотнительных прокладок, изолирующих по
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
152
лости каналов от проникания бетона или раствора, укладываемых в стык, а при выполнении стыка «насухо» — предотвращающих вытекание раствора из канала при инъецировании;
е) схема очередности навивки непрерывной арматуры и места крепления ее концов, последовательность натяжения пучков или стержней, величина усилия натяжения и порядок спуска натяжения арматуры;
ж) места обрезки напрягаемой арматуры изготовленного элемента и способы защиты от коррозии и высокой температуры этой арматуры, а также стальных анкерных устройств и закладных деталей, выступающих на поверхность конструкции; для конструкций с непрерывной арматурой, наматываемой на штыри или закладные детали, удаляемые из бетона, также указывается на необходимость заполнения выемок или гнезд бетоном или раствором;
з) места расположения концов или петель арматуры, не доводимой до опоры;
и) марка бетона, соответствующий ей возраст бетона, требуемая прочность бетона к моменту его предварительного обжатия, а также марки бетона, раствора и затвердевшего цементного теста, используемых для образования защитных слоев, заполнения каналов и т. п.; кроме того, приводится требуемая прочность бетона, раствора и затвердевшего цементного теста к моменту отпуска изделия с завода, назначаемая в соответствии с требованиями ГОСТ 8829-58 и специальными техническими условиями на отдельные виды изделий;
к) наименьшие размеры опорных площадей и способы опирания элементов конструкций, места для захвата при подъеме и сборке, места опирания при транспортировании и складировании, очертание и толщина швов, характер обработки стыковых плоскостей, а также требования по заливке швов;
л) схемы испытания, контрольные значения прогибов, величина нагрузок, соответствующая моменту образования трещин в бетоне, а также исчерпанию несущей способности конструкций, образцы которых подвергаются испытанию; при этом трещиностойкость должна определяться из условия проявления потерь предварительного напряжения, происходящих до обжатия бетона;
м) места установки и конструкция диафрагм, подставок, шпилек и т. п., обеспечивающих проектное положение арматуры при изготовлении конструкции;
н) требования об устройстве защитного слоя бетона сразу же после окончания натяжения всей арматуры, расположенной в каналах, выемках или на поверхности конструкции;
о) требования о том, чтобы обжатие бетона поперечной арматурой, устанавливаемой у концов элемента с целью повышения трещиностойкости торцовых участков, производилось до обжатия элемента продольной арматурой;
п) требования о том, чтобы в процессе изготовления элемента на напрягаемую арматуру не передавалась нагрузка, если она не учтена при определении величины натяжения арматуры;
р) прочность бетона и величина усилий в арматуре, напрягаемой на бетон, при ее повторном натяжении, а также время выдержки конструкции между первым и повторным натяжением.
§ 10. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Пример 1. Дано: нижний растянутый пояс полуфермы / = 15 л, сечением 25X 30 см (рис. VI.57) из бетона марки 400, изготовленного по группе Б табл.
V.2 при = 380 000 кг/см2-, продольное усилие от нормативной нагрузки ЛП1 _ |22 т и от расчетной (при коэффициенте перегрузки 1,2) АГ = 146 т; арматура в виде пучков из высокопрочной холоднотянутой проволоки диаметром 5 мм (ГОСТ 7348-55) натягивается после отвердения бетона при его прочности R' = 0,9/?; нена-прягаемая арматура из стали марки 25Г2С 4 0 14 Fa+Fa=6,15 СМ2,
Требуется определить: а) площадь сечения предварительно напряженной арматуры из условия расчета эле-
мента на прочность при коэффициенте условий работы т=1; б) сопротивление элемента образованию трещин при коэффициенте точности натяжения арматуры тт = = 0,9; в) прочность элемента при натяжении всех пучков в два приема при пгт= 1, а также проверить смятие бетона под анкерными колодками.
Решение. Находим площадь сечения проволоки при /?н.у= 9 500 кг/см2 и условном расчетном сопротивлении прокатной арматуры /?а.у = 3 400 кг!см2
F„
146 000 — 6,15-3400
~ 9 500
= 13,2 см2.
Принимаем 4 пучка по 18 проволок в каждом пучке: 4 X 18 = 72 шт.;
FH = 72-0,196= 14,12 см2.
Площадь сечения бетона за вычетом четырех отверстий для пучков диаметром по 4 см составит
4-3.14-42
Гб = 25-30—--------=700 см2.
4
Приведенная площадь сечения для стадии обжатия бетона
Гб.п = Гб + п (FH + Г;) => 700 +
1 800 000
+ о (14,12 + 6,15) = 796 см2.
380 000 1 7
Величину предварительного напряжения арматуры принимаем из условия
а0 = 0,65-17 000 = 11 050 кг^см2.
Определяем потери предварительного напряжения арматуры.
Потери, происходящие при обжатии бетона вследствие податливости двух анкеров арматурного пучка, составят
2Х2ЕЯ 2-0,1-1 800 000 , о
—j~~ = —----------------=240 кг/СА<;
1500
§ 10. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
153
потери от трения пучков о стенки каналов, обделанных тонкой стальной оболочкой (табл. V1.5 и VI.6), составят
ао eki ) ~ 11 050 ^0,003-15 ~ ^^5 кг/ся2,
а потери, происходящие до окончания обжатия бетона: оп1 = 240 + 475 = 715 кг/сж2 .
Напряжение в арматуре с учетом потерь ani
о0 = 11 050 — 715 = 10 335 кг/см2.
Потери, происходящие после окончания обжатия бетона. составят:
от усадки бетона <4 = 300 кг/сж2;
от ползучести бетона при R' = 0,9/? и k = 1 определяются по указаниям п. 2 табл. VI.4, причем предварительно вычисляются напряжения в бетоне
FHg0 14,12» 10335 _
°6- Гб.п " 796 “
= 183 кг!см2 < 0,5 /?' = 190кг/ся2;
0,75kEaR
g2 = —
Е"6Я'
0,75 1-1 800000-400-183
= -------380000-360--------= 725 кг,’см2;
от релаксации напряжений стали (см. п. 3 табл. VI.4) — о3 = 0,05-ао = 0,05-11 050 = 552кг/см2.
Потери, происходящие после окончания обжатия бетона:
аП2 = 300 + 725 + 552 = 1 577 кг! см2.
Напряжение в арматуре с учетом всех потерь и коэффициента точности натяжения тт= 0,9
тто0 = 0,9 [И 050 — (715 + 1 577)] =7 880кг/см2.
Сжимающие напряжения в арматуре Га после проявления усадки и ползучести бетона составят
аа = — (аг + а2) = — 300 — 725 = — 1 025 кг/см2.
Усилие, воспринимаемое элементом непосредственно перед образованием трещин при /?р.у = 18 кг/см2:
N" = NT < Гб^р.у 4- ЕГа (300 - оа) + FH (щтз0 + 300) = = 700-18 + 6,15 (300 — 1 025) +
+ 14,12 (7 880 + 300) = 123 350 кг > 122 000 кг.
Сопротивление элемента образованию трещин обеспечено.
Проверяем прочность элемента в процессе натяжения арматуры при mT= 1-
Расчет производим без учета проявления потерь от трения пучков в каналах для сечения, расположенного вблизи конца нижнего пояса полуфермы, но с учетом эксцентрицитета ео, равного радиусу канала (во = 2 см).
При натяжении арматуры в два приема по два пучка уменьшение ее предварительного напряжения в предельной стадии работы элемента составит
ап= —3000 =-7+-3000= 1 500 кг/см*.
Fn 14,12
Усилие обжатия бетона всеми пучками Гн (°о — °п) = 14,12 (11 050 — 1 500) =135 000 кг.
Определяем статический момент площади поперечного бетонного сечения пояса полуфермы (за вычетом от
верстий) относительно центра тяжести ненапрягаемой арматуры, расположенной в нижней части сечения:
25-27,42
So“~2 -
3.14-42
— ---------(2-5,4 + 2-19,4) = 9 310 см*.
Определяем площадь сечения ненапрягаемой арматуры Га=Га при восприятии сечением пояса полуфермы усилия от натяжения всех пучков из условия
*«.у 0о - fla) + 0,8So/?„ у = Fn (% - Зп) е
при эксцентрицитете
h 30
0 = ——-аа + е0 = — — 2,6 + 2 = 14,4 см.
При проверке прочности пояса в момент его обжатия при прочности бетона /?' = 360 кг/см2 условное расчетное сопротивление бетона находим по интерполяции из табл. V.4 /?и.у » 226 кг/см2'.
F 135000-14,4 — 0,8-9310-226 _ а“ а~ 3 400 (27,4—2,6)
= 3,1 см2 ~ 3,07 см2,
т. е. принятая площадь сечения ненапрягаемой арматуры достаточна.
Проверяем снижение напряжений в первых двух пучках, натянутых ранее, при учете упругого обжатия бетона усилием пучков, натягиваемых позднее.
Усилие от натяжения второй группы пучков с учетом потерь, происходящих до окончания обжатия бетона:
F 14 12
AZo = + ~— (11 050 — 715) = 72 800 кг;
А 72 800 , 9
Даб = -— = -- - - = 92 кг/см2* Fe.n '96
пДаб = 4,75-92 = 438 кг! см2.
Величину контролируемого по формуле (VI.4) при ео = О
напряжения определяем
=н = °о — »
Но Fq.tl
tf0 = FHs0= 14,12 (11 050 — 715) = 145 600 кг.
Контролируемое напряжение в пучках, натягиваемых позднее:
145 600
ан = 11 050 - 4,75 ——--------= 10 180 кг/см2.
796
Контролируемое усилие в каждом из натягиваемых пучков составит
N* = 10 180-3,53 = 35 950 кг 36 т.
В пучках, натягиваемых ранее, величина контролируемого напряжения должна быть повышена на величину п Д аб = 438 кг/см2
ан = 10180 + 438 = 10 ЫЪкг/см2,
а контролируемое усилие составит
= 10 618-3,53 = 37 400 кг = 37,4 т.
Проверяем смятие бетона под анкерными колодками диаметром 90 мм, согласно указаниям § 5 п. 8, при значении /УСм = 4АГН = 4 • 36 = 144 т.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
154
Площадь смятия бетона (за вычетом площади каналов) составит
Fcm = 43J1^)=204^;
4
Коэффициент косвенного армирования определяем из выражения (VI.79):
М:м = 6/?np.yFсм + М-к^а.уТ7 я!
при этом значение 7?пр.у = 180 кг/си2 принимаем в соответствии с данными табл. V.5 (по интерполяции).
Принимаем для сеток сталь марки 25Г2С с ₽а.у — = 3 400 кг/см2 (см. табл. V.5).
Площадь бетона Гя> заключенная внутри контура сеток с длиной стержней 1\ = 25—3 = 22 см и /2 = 30—3 = =27 ем составит, Гя= 22- 27 = 594 см2;
144 000-2,41.180-204 л =-----------—---------= 0,0274.
3 400-594
Принимаем диаметр .стержней сеток равным 8 мм, а число стержней в сетках ni = б и п2 = 5.
В этом случае расстояние между сетками h определим ив условия
. (Vi+^M/i (6-22+5-27)0,503
п = —— -------“ = = О , Zo см.
22-27-0,0274
Располагаем на каждом конце элемента по четыре сетки с расстоянием между ними по 8 см. Первую сетку располагаем на расстоянии 2 см от торца элемента.
Пример 2. Требуется запроектировать однопролетную армированную проволокой 12-метровую балку покрытия промышленного здания. Расчетный пролет балки 11,7 м, нормативная нагрузка на 1 пог. м. 2 660 кг, а расчетная—3300 кг.
Принимаем: поперечное сечение балки — двутавровое, с постоянной высотой (рис. VI.58), бетон марки 400, предварительно напряженную арматуру из высокопрочной холоднотянутой проволоки периодического профиля, диаметром 5 мм (по ГОСТ 8480-57), ненапрягаемую арматуру из стали марки Ст. 5 периодического профиля.
Натяжение проволоки производится на упоры (до отвердения бетона), а изготовление на стенде с подогревом бетона. При этом разность между температурой арматуры и температурой упоров, воспринимающих усилия натяжения, A t = 30°. Спуск натяжения арматуры про
изводится при прочности бетона R' = 0,77? = 0,7 • 400 = = 280 кг/см2.
Необходимо проверить: 1) несущую способность балки в стадии эксплуатации при коэффициенте условий работы т = 1; 2) сопротивление образованию трещин балки для той же стадии ее работы в нормальных и наклонных сечениях, с коэффициентом точности натяжения тт = 0,9; 3) несущую способность балки под воздействием усилий, возникающих при ее изготовлении, транспортировании и монтаже, а также под воздействием собственного веса при опирании балки на прокладки в третях пролета; 4) сопротивление образованию трещин при изготовлении, транспортировании и монтаже балки и опирании ее на прокладки в третях пролета; 5) величину выгиба балки от обжатия бетона напряженной арматурой и прогиб в стадии эксплуатации.
1. Расчет по несущей способности в стадии эксплуатации. Определяем изгибающий момент в середине пролета:
от расчетной нагрузки 3300-11,72 М =----------------= 56450 кгм = 56,45 тм;
о
от нормативной нагрузки 2б60-11,72
:--= 45 500 кгм = 45,5 тм.
Расчетная поперечная сила 3300-11,7
Q =-------------= 19 300 кг = 19,3 m;
нормативная
2660-11,7 qh =--------------- 15 560 15,56 т.
По предварительным подсчетам принимаем следующую арматуру: нижнюю
Гн= 7,84 гл2 (40 0 5)
Га = 0,785" (1010) FH+Fa=8,625^2
верхнюю FH = 1,57 см2 (8 0 5)
^=0,78571010) FH+Fa=2,355on2
FH + Fh + + Fa = 10,98 см2.
Величину наибольшего предварительного напряжения арматуры FH и Гн принимаем одинаковой с учетом необходимости компенсировать потери от перепада температуры:
а0 = <Jq = 0,737?” =
= 0,73-15000 « 11 000кг/см2.
При натяжении арматуры на упоры контролируемое напряжение равняется о©.
Потери в арматуре составят: от релаксации напряжений стали
Оз = о;=0,05а0 + 0,2(а0-0.65^) =
= 0,05 • 11 000 + 0,2 (11 000 — 0,65 • 15 000) = 800 кг/см2.
§ 10. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
155
Рис. VI. 59.
от перепада температуры
о7 = о7 = 20At = 20-30 = 600 кг/см2.
Потери аП1 составят
сП1 = а3 + а7 = 800 + 600 = 1 400 кг/см2.
Потери от усадки бетона °i = = 400 кг/см2.
Для вычисления потерь от ползучести бетона определяем геометрические характеристики сечения:
а) Приведенную площадь поперечного сечения балки с учетом всей продольной арматуры находим при коэффициенте приведения п = —, одинаковом для армату-
ры из твердой и мягкой стали. Для данного случая это не приведет к большой погрешности, так как площадь мягкой арматуры невелика по сравнению с площадью твердой:
^.п = /гб + «(^+^+^+^);
* 34-8з
/*п=—— + 34-8-43,22 + 4-17-37,92+
6-1003
+ —+ 6-100-2,82 + 4-9,5-41,52 +
19-Юз
+ ~^—+ 19-10-47,82 + 4,75-2,35-43,22+
+ 4,75-8,62-46,82 = 1 721 800 см*.
Находим величину предварительного напряжения бетона сгб для определения потерь напряжения от ползучести бетона. При этом усилия в арматуре F а и Fa не учитываем, так как для рассматриваемой стадии напряжения в ней принимаются равными нулю;
No = (FH + f'„) а0 = 9,41 (11 000 — 1 400) = 90 300 кг;
Гняога *
е° = -W-y“=
1 800 000
П~ 380 000 ~ ’
f6 = ЮО-6+ 34-8+ 4-17+ 4-9,5 + 10-19 = 1 168 см*
Г6.п = 1 168 + 4,75-10,98 = 1 220 см*.
7,84-9600-90 90300
М. , s6= 7—J ‘ б.п
— (47,2 — 4) =31,9 си;
No el _ 90300 J6.n “ 1220 +
б) Момент инерции приведенного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения при расстоянии от нижней грани до центра тяжести сечения (рис. VI.59;a):
90 300-31,92
+ 1 791 ROO ' * 128 < °’5R' = 140KZlCtl?-
1 / Z1 oUV
Потери напряжений
от ползучести бетона
составят
где
Snp 64 590
у =------= . ~ " = 52,8 см,
У Гб.п 1 220
°2 =
kEaR 1.4,75-400.128
06 = 280
« 870 кг/см2.
Snp = 34-8-96 + 4-17-90,67 + 6-100-50 +
+ 4-9,5 11,33 + 10-19-5 + 4,75 (0,785 + 1,570) 96 +
+ 4,75 (7,84 + 0,785) 6 = 64 590 см*
h — у = 100 — 52,8 = 47,2 см;
Потери оп2 составят
ап2 = + с2 = 400 + 870 = 1 270 кг/см2.
Полные потери равны
oni + Сп2 = 1 400 + 1 270 = 2 670 кг/см2.
* Момент инерции скосов полок относительно собственного центра тяжести не учитывается, так как величина его незначительна.
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
156
Определяем напряжение ас в арматуре Гн , учитываемое при проверке несущей способности балки:
а' =3600 — ао=3600—(11 000—2 670)=—4 730 кг/см2 * .
Находим высоту сжатой зоны бетона при ширине сечения Ьп= 40 см и 7?и.у= 210 кг/см2 (для бетона марки 400 по строке Б табл. V.2) из условия
Рн^н.у + Ра^а.у =
= ^и.у "Ь °с + Р& ^а.у>
_ 7,84-8400 + 1,57 - 4 730 73 225
Х= 210-40 = 8400
8,7 см.
Нейтральная ось проходит в пределах верхней полки, заходя на 0,7 см в вуты. В этом случае сечение может рассчитываться как прямоугольное с шириной 5П = = 40 см.
Расстояние от нижней кромки бетона до равнодействующей усилий во всей нижней растянутой арматуре принимаем согласно рис. VI.58 равным а = 6 см, h0 = = 100—6 = 94 см, а расстояние от верхней кромки бетона до равнодействующей усилий во всей верхней арматуре — а' = 4 см.
Момент внутренних сил, воспринимаемый сечением при m = 1, определяем по формуле
М = ^п^^и.у — ~2~)
+ (F>;+Oa.y) (Ло-«') =
= 40-8,7-210(94 —4,35) + (—1,57.4 730 +
+ 0,785-2400) (94 —4) = 6560 000 —498700 =
= 6 061 300 кгсм = 60,61 > 56,45 тм.
Определяем требуемое сечение поперечной арматуры. Усилие, воспринимаемое поперечной арматурой, находим по формуле
Q2 дх =--------------==
0,6бЛд/^И.у
19 З2
= -----------:----------= 5,57 т/м = 55,7 кг/см.
0,6-0,06-0,942-2 100
Армируем балку сварным каркасом с поперечными стержнями диаметром 10 мм из стали периодического профиля марки Ст. 5 при /?а.у= 1 900 кг/см2, с шагом 0,785-1900 а= ---------------------------« 27 см.
55,7
Проверяем условие 0,1 6-942-210 ---------------------= 57,7 см > а = 27 см. 19 300
и =
2. Расчет сечений на образование трещин в стадии эксплуатации а) Момент сопротивления приведенного сечения балки для его нижней части составит
329Ю„,,
У , О
б) Расстояние от верхней ядровой точки до центра тяжести приведенного сечения (рис. VI.59,a)
32 600
ГяЛ~Рб.п ~ 1220 - 26’7™-
Определяем положение нулевой линии по формуле (см. рис. VI.59,6):
5И________62 960
Гу.ш~~ 952+134
= 58,1 см,
где —статический момент относительно подошвы сечения фигуры, образованной сжатой зоной и прямоугольником в растянутой зоне высотой h—х и шириной b = 6 см с учетом всей продольной арматуры сжатой зоны при коэффициенте приведения п=4,75;
= 5пр — 10-19-5 —4-9,5-11,33 —
— 4,75- 8,62- 6 = 64 590 — 1 626 = 62 960 сиз-
Гуш = 10-19 +4-9,5 + 4,75-8,62 = 268 сл<2;
Ри = Fe.n — Руш ~ 1 220 — 268 = 952 см2.
Высота сжатой зоны х = 100 — 58,1 =41,9 см.
Определяем по формуле (VI.91) момент сопротивления приведенного сечения с учетом пластических свойств, бетона растянутой зоны
1Г6 = + + Sp = h—х
2-627 430 = ——---------+ 24 113 = 45 733 cjw3,
58,1
где Jc — момент инерции сжатой части приведенного сечения относительно нулевой линии:
34-8з
/с = —+ 34.8-37,92 + 4-17-32,62 +
6-41,93
+ -----— + 4,75-2,355-37,92 = 627 430 см4 * *;
Sp—статический момент растянутой части приведенного сечения относительно нулевой линии:
Sp = 58,1-6-29,05 + 10-19-53,1 +
+ 4-9,5-46,8+ 4,75-8,62-52,1 =24113сл«з.
Определяем напряжение в верхней и нижней арматуре при гнт = 0,9:
тт о0 =/птад = 0,9(11 000 — 2 670) =
= 0,9-8 330 = 7 500 кг/см2;
ад = Од = — (gj + а2) = — (400 + 870) = — 1 270 кг Гем*,.
Находим момент образования трещин в стадии эксплуатации балки по формуле (VI.85):
₽р.у №б = 18 -45 733 = 824 000 кгсм = 8,24тм.
Для определения Л4®б находим Nq и ео (рис. VI.60)l
*0=+h+^) “o+^a+Fj »а =
= 9,41-7500 —1,57-1 270 = 68 510 «г;
FH °0^к + F, а’ у'л — F' а' у’а - F, аа уЛ
Рл. -------------------------------------= -
§ 10. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
157
7,84-7500-46,8+0,785-1 270-43,2—1,57-7 500-43,2—
68 510
-0,785-1 270-46,8
68 510
2 241 000
68510
= 32,7 см (рис.VI.59.а);
Mo6 = N0 («0 + <•,.») =
=68 510 (32,7 + 26,7) = 4 070 000 кгсм = 40,7 тм; ^р.у 1Гб +Л<об=8.24+40,7 = 48,94>А1Н =45,5 тм.
Рис. VI. 60.
Находим величину главных растягивающих напряжений от нормативной нагрузки, вызывающей образование наклонных трещин вблизи грани опоры для сечения в месте перехода стенки в околоопорное утолщение,-
а) на уровне центра тяжести сечения; б) на уровне примыкания полки к ребру.
а) Напряжения на уровне центра тяжести сечения
Q-г^б-п
Лэ.п Ь
15560-21 473 1 721 800-6
= 32,4 кг/см2,
где Qt — поперечная сила в околоопорном сечении* (в запас прочности принимается такой же, как и по оси опоры):
QT= QH = 15,56 m;
5б.п— приведенный статический момент верхней части сечения относительно центра тяжести:
56,п = 34-8-43,2 + 4-17-37,9 +
+ 6-47,2-23,6 + 4,75-2,35-43,2 = 21 473 см*.
б) Напряжения на уровне примыкания полки к ребру при
56,п = 34 • 8 • 43,2+4 -17 - 37,9+6 -12• 41,2 +4,75 • 2,35Х
Х43,2 = 17 766 сл<з;
15 560-17 766 _ „
1 721800-6 = 26'7 ^* 2 *'
Определяем главные напряжения при су=0, так как поперечное обжатие бетона балки отсутствует.
По табл. VI.7 определяем зону анкеровки проволоки периодического профиля (напряжение больше 6 000 кг/см2 и /?' = 280 кг/см2). По интерполяции находим I = 88, d = 44 см, что меньше расстояния от торца элемента до начала утолщений стенки, которое составляет 45 см (см. рис. VI.58).
При определении напряжения величина изгибающего момента в рассматриваемом сечении М ~ 0, тогда с* =<*б -
Здесь
Гб.п *^б.п
Напряжение <*б на уровне центра тяжести приведенного сечения при у = 0 будет
68 510 „ Л
°б = 7^5"= 56>2/сг/сж •
а на уровне примыкания полки к ребру при у = 47,2— —12 = 35,2 см.
„ Л 68510-32,7-35,2
06=56’2 “-----ГгсГвбо— =10’4 S №,смг-
Главные растягивающие напряжения на уровне центра тяжести приведенного сечения
*г-р=+~ ]/ (^Г+гг =
=28,1 —/28,12+32,42 = —14,9 < 1,5/?р.у=27кг/см?.
Напряжения на уровне примыкания полки к ребру
°г.р = 5,2 — /5,22+26,72 =
= — 22 < 1,5Яр.у = 27 кг)см2.
Главные сжимающие напряжения на уровне центра тяжести сечения
аг.с = 28,1 +43 = 71,3 < 0,8Япр.у= = 0,8-170 = 136 kzIcm2.
3. Расчет прочности балки на усилия, возникающие при ее изготовлении, транспортировании и монтаже. Рассчитываем балку на воздействие собственного веса при ее опирании на подкладки, расположенные на расстоянии 4 м от торцов элемента.
Рассчетная нагрузка (в килограммах) на 1 пог. м с учетом коэффициентов перегрузки 1,1 и динамичности 1,5 (см. главу V) составит
4 = 285-1,1-1,5 = 470 кг/погм, а
М = 470-4-2 = 3,76 тм.
Определяем величину момента внутренних сил без учета (в запас прочности) усилий в ненапрягаемой арматуре, для чего находим положение нейтральной оси 70
при R' = 280 и 7?и.у= 120 + — 80= 176 кг/см2 (по интерполяции) :
^и.у ^и.у ( % °п) ^н.у =‘0>
7,84(9600 -3000) +1,57-8400—288-176
6-176
_ 14200
“ 1550
= 9,2 см,
где Fплощадь полки сжатой зоны:
Гб = Ю-25 +4-9,5 = 288 см\
Ху — высота прямоугольной части стенки (от нейтральной оси до низа верхних свесов). Высота сжатой зоны *=14 + 9,2 = 23,2 см.
Находим центр тяжести сжатой зоны
S _ 23,2-6-11,6+19-10-5+4-9,5-11,3 __
“ 288+9,2-6 -
2 995 = ----— = 8,7 см.
343
№ = — F б-с
ГЛАВА VI. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
158
При этом плечо внутренней пары составит
ZH = 100-4 —8,7 = 87,Зсм;
М = FHRHyZH= 1,57-8 400-87,3 = 14,6тм > 3,76.
Прочность обеспечена.
4. Расчет сечений на образование трещин при ра-боте балки на усилия, возникающие при изготовлении, транспортировании, монтаже и расположении прокладок на расстоянии 4 м от торцов элемента.
В последнем случае
3,76
Мн = у-^- = 3,41 тм.
Определяем геометрические характеристики сечения Wq, Гд.н» Ги, 5и, Fуш и % (рис. VI.59, в).
Момент сопротивления
Проверяем сопротивление образованию трещин, учитывая лишь первые потери предварительного напряжения:
Ml < /?р.у^-Л1"б ;
^об М) ( е0 гя.н)
= 90 300 (31,9 — 30) = 172000кгсм ъ 1,7<2тм; 5
/?р.у = Ю + —- 80 = 14 кг/см2;
/?р у iFg = 14-50 290 = 704 000 кгсм = 7,04 тм;
Л4” =7ИН = 3,41 тм,
1Г/ /б.п 1 721 800
Wn =-----= ——— = 36 500 см3.
0 А—у 47,2
Расстояние нижней ядровой точки от центра тяжести приведенного сечения
36500 „
г =-------= < - = 30 см.
я‘н Гб.п 1220
Статический момент сечения без учета уширений относительно верхней грани сечения
5Я = 19-10-95 + 4*9,5-88,7 + 6-100-50 +
+ 4,75 • 8,625 • 94 = 55 270 см3;
Ги = F6.n — Гуш= 1220 — 34-8 —
— 4 -17 - 4,75 (1,57 + 0,785) =1 220 — 351 =869 см2;
, , 55 270
h — х =----------- = ------------«=52,9 см;
„ , Гущ 869+0,5-351 Ги +
х’ = 100 — 52,9=47,1 см.
Момент сопротивления приведенного сечения ТГб
учетом пластических свойств растянутой зоны бетона составит
, 2-662 180
W6 = —- + Sp = * - + 25 220 = 50 290 см3,
h—x 52,9
где Jc — момент инерции сжатой зоны приведенного сечения;
19-Юз
/с == + 19-10-42,12 + 4-9,5-35,82 +
6-47,1з
+ ---------+ 4,75-8,625-41,12 = 662 180 см4;
о
Sp—статический момент растянутой зоны:
Sp = 34-8-48,9+ 4-17-43,6 +
+ 6-52,9-26,5 + 4,75-2,35-48,9 = 25 220 см3.
с
где Мн — изгибающий момент от нормативной нагрузки (собственного веса балки при коэффициенте динамичности 1,5):
Мн = 3,41 < 7,04— 1,72 = 5,32тм.
5. Определение прогиба балки от эксплуатационной нагрузки и выгиба от обжатия бетона предварительно напряженной арматурой.
Рассчитываемая балка покрытия относится ко 2-й категории трещиностойкости и в стадии эксплуатации воспринимает нагрузку при отсутствии трещин в бетоне растянутой зоны. В соответствии с этим жесткость балки при кратковременном действии нагрузки определяется с учетом полного приведенного сечения:
Во кр = 0,85£g/б п =
= 0,85-380000-1 721 800 = 5,56- Юн кгсм*.
Жесткость балки при длительном воздействии нагрузки определяется по формулам главы V (стр. 96) при коэффициенте 0 • 0,5 = 2- 0,5 = 1 (см. стр. 139).
Следовательно:
Во = В0.Кр.
Прогиб балки в середине пролета от равномерно распределенной нагрузки составит:
5р/4 5-26,6-1 1704
384В0 384-5,56-Юн ’ * ’
/ 1,19 1 1
I ~ 1 170 “ 976 < 300 ’
Определяем
R' = 0.7/? = 280
выгиб балки при прочности бетона кг/см2 и Е%’ =330 000 кг/см2:
8В0
N0eQl2
^б FH
90 300-32,9-1 1702
8-5,56-10“
330 000
380 000
= 1,06 см.
Прогиб балки за вычетом выгиба составит / = 1,19 — 1,06 = 0,13 см;
0,13 1
I “ 1 170 “ 11 100 ’
ЛИТЕРАТУРА
1. БудановН, А., Определение потерь напряжения в арматуре предварительно напряженных железобетонных конструкций от усадки и ползучести бетона, «Бетон и железобетон» № 3, 1958.
2. Гвоздев А. А., Расчет несущей способности конструк-
ций по методу предельного равновесия, Стройиздат 1949.
3. Гвоздев А. А., Некоторые вопросы практики предварительно напряженного железобетона, «Бетон к железобетон» № 1, 1956.
4. Г в о з д е в А. А., Д м и т р и е в С. А„ К расчету предва-
159
ЛИТЕРАТУРА
рительно напряженных, обычных железобетонных и бетонных сечений по образованию трещин, «Бетон и железобетон» № 5, 1957.
5. Г и т м а н Ф. Е., Некоторые вопросы расчета напряженно армированных изгибаемых элементов на трещиноустойчивость и жесткость, «Бетон и железобетон* № 10, 1956.
6. Дмитриев С. А.» Расчет железобетонных элементов кольцевого сечения, «Строительная промышленность» № 2, 1940.
7. Дмитриев С. А., Уточнение расчетных формул для определения напряжений, «Бетон и железобетон» Ха 2, 1956.
8. Дмитриев С. А. Калатуров Б. А,, Развитие методов расчета предварительно напряженных железобетонных конструкций в СССР, Научное сообщение ЦНИПС, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре,
9. Д м и т р и е в С. А., М у л и н Н. М., Горячекатаная арматура периодического профиля из низколегированной стали, «Бетон и железобетон» № 1, 1955.
10. Зенков Н. И., О прочности строительных сталей при высоких температурах, «Промышленное строительство» № 11, 1958.
11. Исследования обычных и предварительно напряженных железобетонных конструкций, ЦНИПС, сборник статей под редакцией А. А. Гвоздева и В. В. Михайлова, Стройиздат, 1949.
12. Исследования. Железобетонные конструкции, сборник НИИ по строительству, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
13. Исследования железобетонных мостовых конструкций, Труды ВНИИ транспортного строительства, вып. 19, Трансжел-дориздат, 1956.
14. Исследования в области предварительно напряженных железобетонных конструкций. Труды НИИ бетона и железобетона АСиА СССР, вып. 3, 1958.
15. К а л а т у р о в Б. А., Михайлов К. В., Практика пучкового армирования предварительно напряженных железобетонных конструкций в Чехословакии, «Бетон и железобетон» № 8, 1955.
16. Левин С. Я., Дмитриев С. А., Пустотелые балки— настилы с предварительно напряженной арматурой, «Строительная промышленность» № 2, 1948.
17. Леонгардт Ф., Напряженно армированный железобетон н его практическое применение, перевод с немецкого, Госстройиздат, 1956.
18. Михайлов В. В., Напряженно армированный бетон, Закгиз, 1933.
19. Михайлов В. В., Методы расчета напряженно армированных конструкций в различных странах, «Бетон и железобетон» № 5, 1956.
20. М и х а й л о в В. В., Развитие предварительно напряженного железобетона в СССР, «Бетон и железобетон» Хе 11, 1957.
21. М и х а й л о в К-, Б а с е в и ч Т., Увеличение коэффициента условий работы для наклепанной арматуры железобетонных конструкций, «Бетон и железобетон» № 1, 1958.
22. Мурашев В. И., Трещиноустойчивость, жесткость и прочность железобетона, Машстройиздат, 1950.
23. Пастернак П. Л., Предварительно напряженные железобетонные конструкции, сборник статей» Стройиздат, 1947.
24. Пастернак П. Л., Аваков А. И., Бердицев-с к и й Г. И., Сборные покрытия промышленных зданий из предварительно напряженных балок я панелей комплексной конструкции, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
25. Перельштейн Н. Л., Калатуров Б. А., Сборный железобетон в Польской Народной Республике, «Бетон и железобетон» Хе 10, 1957.
26. Р а т ц Э. Г., Исследования сборных железобетонных конструкций, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
27. Ратц Э. Г., ХолмянскиЙ М. М., Кольнер В. М., Передача арматурой предварительных напряжений на бетон, «Бетон и железобетон» № 1, 1958.
28. С а х н о в с к и й К- В.» Железобетонные конструкции, Госстройиздат, 1958.
29. Ставров Г. Н., Расчет предварительно напряженных железобетонных конструкций на трещиностойкость, «Бетон и железобетон» № 5, 1958.
30. Троицкий Е. А., Богданов Н. Н., И ос ил ев-с к и й Л. И., Пролетные строения железнодорожных мостов из предварительно напряженного железобетона, Трансжелдориздат, 1955.
31. Ушаков В. Н. Определение геометрических характеристик поперечных сечений предварительно напряженных железобетонных элементов, «Бетон и железобетон» № 9, 1958.
32. Временные технические условия на проектирование предварительно напряженных железобетонных мостов, Дориздат, 1952.
33. Инструкция по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (СН 10-57), Госстройиздат, 1957.
34. Инструкция по расчету сечений элементов железобетонных конструкций (И 123-55 МСПМХП). 1956.
' 35.’ Нормы и технические условия проектирования бетонных и{ железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Госстройиздат, Ж. .
36. Технические условия проектированию мостов и труб На железных дорогах нормальной колен (ТУПМ-56), Трансжел-дориздат, 1957.
37. Р a d и а г Т. A., Vergleichende Betracht der Spannbeton-vorscbriften in den verschiedenen Landem, Amsterdam, 1955.
38. Spannbeton, Richtlinien fur Bemessung und Ausfuhrung, DIN 4227, 1957.
ГЛАВА VII
СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
§ 1. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СТЫКОВ
1. Общие положения
Для обеспечения жесткости сооружения в целом и взаимосвязи отдельных его элементов, а также в •целях наиболее рационального распределения усилий многие сборные железобетонные конструкции следует стремиться проектировать как статически неопределимые системы. Статически неопределимые системы из сборных элементов создаются посредством жестких стыков, способных воспринимать как нормальные и перерезывающие силы, так и изгибающие моменты.
В отличие от монолитного железобетона, для которого устройство шарниров и разрезов, как правило, является нежелательным, противоречащим природе конструкций и усложняющим производство работ, для сборных железобетонных конструкций шарнирные соединения имеют большое распространение. В сборных конструкциях жесткими целесообразно выполнять лишь те стыки, которые обеспечивают сооружению неизменяемость и требуемую жесткость, а также необходимые эксплуатационные качества при наименьшем расходе материалов.
2. Классификация стыков
Жесткие и шарнирные сопряжения сборных железобетонных элементов можно классифицировать по типам стыкуемых элементов и по способу передачи усилий и связанным с этим конструктивным особенностям.
По типам стыкуемых элементов сопряжения их разделяются на стыки колонн с фундаментами, стыки колонн друг с другом, стыки ригелей с колоннами, узлы опирания подкрановых балок, ферм, балок покрытий на колонны, узлы опирания панелей на ригели и т. д.
По способу передачи усилий и по конструктивным особенностям сопряжения элементов можно разделить на стыки металлические и железобетонные.
К металлическим относятся стыки, которые передают любые усилия (сжатие, растяжение и срез) через специальные стальные закладные детали в виде двутавров, швеллеров, уголков и листов, приваренных’ к рабочей арматуре стыкуемых элементов или заделанных в бетон с помощью специальных анкерных устройств. Такой стык железобетонных элементов осуществляется соединением между собой стальных закладных деталей сваркой или болтами.
Достоинством металлических стыков является то, что при монтаже конструкции не требуется мокрых про
цессов, а сам процесс монтажа железобетонных конструкций становится практически идентичным монтажу стальных конструкций. Основным недостатком металлических стыков является большой дополнительный расход стали на устройство стыков и сложность изготовления, и анкеровки закладных деталей. Однако для ряда конструкций металлические стыки являются вполне рациональными и находят применение.
К железобетонным относятся стыки, которые через стальные закладные детали передают, в основном, усилия, имеющиеся в арматуре и иногда перерезывающий силы, а усилия, имеющиеся в бетоне (в основном, сжатие) передаются через бетон или раствор, введенный в полости стыка при монтаже стыкуемых элементов. К железобетонным стыкам относятся также стыки, которые передают усилия, действующие в бетоне, от элемента к элементу непосредственно через плотно приторцованные бетонные поверхности, без какой-либо заливки или зачеканки. Приторцовка бетонных поверхностей производится по специальной технологии.
3. Требования к стыкам и узлам
В большинстве случаев шарнирные стыки выполняются путем свободного опирания одного элемента на другой; при этом стык не должен допускать взаимного смещения элементов при действии случайных горизонтальных сил, что обычно достигается устройством специальных гнезд или монтажной сваркой.
При жестком сопряжении элементов стык, помимо прочности, должен обладать необходимой жесткостью, которая должна быть не меньше жесткости стыкуемых элементов (вблизи стыка). В этом случае сборную конструкцию можно рассчитывать аналогично монолитной, т. е. без учета имеющихся в конструкции стыков.
Требуемая жесткость сопряжения сборных элементов наиболее просто достигается в железобетонных стыках с замоноличиванием или в стыках с приторцованными бетонными поверхностями.
Жесткость железобетонных стыков определяется по формулам, применяемым для обычного железобетона с учетом площади сечения закладных деталей и действительной прочности бетона заливки. При этом величина коэффициента ф может быть принята равной единице1.
Жесткость металлических стыков определяется по 'моменту инерции закладных деталей в сечении по наиболее ослабленному месту. При этом проектировать закладные детали желательно так, чтобы исключить возможное смятие бетона под анкерами, разгибание анкеров и смятие резьбы болтовых соединений.
Стыки не должны значительно усложнять изготовление элементов железобетонных конструкций, но в то
1 О коэффициенте Ф см. главу V § 4 настоящего справочника
£ 1. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СТЫКОВ * --- •--- — ~ - -- ---- 161
же время они должны обеспечить удобство монтажа. Основные требования монтажа к узлам и стыкам сборных железобетонных каркасов зданий и сооружений следующие.
Конструкции узлов и стыков элементов несущих железобетонных каркасов зданий и сооружений должны обеспечивать возможность с помощью сравнительно несложных устройств быстро и устойчиво закреплять в рабочем положении все монтируемые элементы без применения строповочных приспособлений (до замоно-личивания) или сварки стыковых деталей.
Конструкция соединения должна обеспечивать, помимо монтажного закрепления, быструю передачу усилий, если не полностью, то в значительной мере. Это относится в первую очередь к стыкам колонн, на которые в процессе монтажа передаются собственный вес и временные нагрузки от вышележащих перекрытий и покрытий.
Конструкция монтажных узлов и стыков на болтах должна обеспечивать удобную постановку и затяжку болтов.
В сварных узлах и стыках заварка основных рабочих швов должна выполняться в нижнем и вертикальном положениях.
Для узлов и стыков, подлежащих бетонированию, должны применяться несложные и нетрудоемкие в изготовлении формы опалубки; кроме того, стыки должны быть расположены в местах, удобных для доставки и укладки бетонной смеси (или раствора).
Узлы и стыки должны обеспечивать возможность укрупнительной сборки из простейших элементов заводского изготовления с ©бетонированием или заваркой узлов у места монтажа с последующим подъемом в проектное положение укрупненной конструкции (целой колонны, стропильной фермы и т. д.).
Практика проектирования промышленных сооружений свидетельствует, что расход дополнительного металла на устройство стальных закладных деталей (исключая детали, необходимые по технологическим требованиям производства) не превышает обычно 15% от общего веса арматуры железобетонных элементов. Если расход металла на узлы и стыки превышает 15% от общего веса арматуры железобетонных элементов, то требуется специальное обоснование принятой конструкции стыков и узлов.
4. Проектирование и расчет стыков
При конструировании и расчете соединений необходимо в первую очередь четко установить схему и величину действующих в стыке усилий при эксплуатации сооружений, а также усилий, ’ возможных при монтаже.
Проектирование металлических стыков сводится к проектированию стальных закладных деталей, их расчету и способу анкеровки в бетоне. Сопряжение сборных элементов с помощью стальных закладных деталей производится аналогично сопряжению элементов металлических конструкций.
В большинстве случаев при применении узлов и стыков со стальными закладными деталями, особенно при значительных усилиях, преимущественным способом соединения закладных деталей является сварка. Соединения на болтах можно применять в качестве временных креплений или тогда, когда конструкция должна быть разборной.
Общие принципы расчета и конструирования сталь7 ных закладных деталей приведены в п. 5 § 1 этой главы. Эти принципы одинаковы для металлических и железобетонных стыков.
11 Зак. 2065
При проектировании железобетонных стыков необходимо соблюдать следующие требования.
Усилия, действующие в бетоне элемента, следует передавать в стыке также через бетон, а усилия, действующие в арматуре — через соединенные между собой стальные закладные детали. Закладные детали в железобетонных стыках (также как и в металлических) для максимального упрощения изготовления сборных железобетонных элементов, уменьшения необходимой площади склада, удобства транспортирования и монтажа этих элементов, как правило, должны располагаться в пределах габаритных размеров стыкуемых элементов; следует избегать усложнения формы монтажных элементов, устройства выносных консолей (для размещения стыка в нулевых моментных точках), размещения опорных консолей в двух плоскостях и т. п., а также увеличения числа монтажных марок элементов.
Армирование сборных железобетонных элементов, имеющих для стыкования стальные закладные детали, рекомендуется производить, в основном, сварными каркасами и сетками.
Обетонирование стыков можно производить с применением вибрирования, плотным заполнением жесткой бетонной смесью и заливкой раствором. Наилучшее заполнение полостей стыка раствором достигается при подаче раствора под давлением. Во многих случаях полости стыка полностью заполняются при применении расширяющегося цемента. Обетонирование стыков увеличивает их жесткость и, кроме того, оно защищает стальные закладные детали от коррозии и повышает огнестойкость соединений.
Заполнение зазоров стыков сборных железобетонных элементов следует выполнять в соответствии с требованиями п. 17 Указаний У 107-56 [3], который гласит: «Для заполнения стыков сборных железобетонных конструкций при учете работы бетона в расчете соединения следует применять бетон марки не ниже 200, а без учета работы бетона в расчете соединения — бетон марки 50—/100». В случае заполнения зазоров стыков раствором, он должен удовлетворять тем же требованиям.
При небольших зазорах в стыках (до У5 наименьшего размера сечения элемента, но не более 100 мм), учитывая ограниченную возможность поперечных деформаций бетона в них при сжатии, можно для заполнения зазоров применять бетон прочностью примерно на 30% ниже прочности бетона стыкуемых элементов. При этом в расчетах на сжатие и сжатие при изгибе снижение прочности учитывать не следует. Допущение пониженной прочности обетонировки объясняется целесообразностью применения пластичных бетонных смесей для плотного заполнения небольших зазоров. Для зазоров значительных размеров прочность бетона, применяемая для их заполнения, должна быть равной прочности бетона элементов.
Размеры зазоров между стыкуемыми элементами следует предусматривать возможно меньшими. Их величина обычно определяется удобством укладки бетонной смеси заполнения; при применении вибрирования величина зазора должна обеспечивать свободное прохождение наконечника вибратора и практически должна составлять 60—100 мм. При заливке зазора раствором, особенно под давлением, его величина должна иметь минимально возможные размеры, но не менее 10 мм. Увеличенные размеры зазоров допускаются только в случаях, если это требуется условиями удобства соединения закладных деталей.
Помимо усилий сжатия, через обетонировку могут передаваться также и сдвигающие усилия. Для этого
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
162
на стыкуемых поверхностях элементов следует устраивать пазы, которые после замоноличивания образуют бетонные шпонки (рис. VII.1). При этом следует стремиться располагать пазы так, чтобы бетон в шпонках работал на сжатие по косому сечению. Глубина пазов должна быть не больше толщины защитного бетонного слоя.
ной прочности. Бетонные шпонки для восприятия поперечных сил допускаются только в случаях, когда высту-
пающие из колонны консоли
Рис.VII. 2. Усиление концов стыкуемых колонн поперечными арматурными сетками (косвенное армирование)
невозможны по архитектурным, технологическим или другим требованиям.
Усиление концов стыкуемых элементов, работающих на центральное или внецентренное сжатие, обычно выполняется косвенным армированием в виде сеток, которые надеваются на арматурный каркас железобетонного элемента перед укладкой каркаса в опалубку. Сетки должны надеваться так, чтобы рабочая арматура железобетонных элементов (рис. VII.2) проходила внутри наружного контура сеток, образованного их крайними стержнями.
Несущую способность колонны в верхнем сечении, усиленном поперечными сварными сетками без перекрытия стыка продольной арматурой (рис. VII.2), определяют по формуле
Рис. VII.1. Схема передачи сдвигающих усилий через бетонные шпонки
а — в примыкании ригеля к колонне; б — в плитных конструкциях; Q — поперечная сила ;
Т — сдвигающее усилие
Бетонные шпонки рассчитывают на срез по формуле:
(2<иГш/?сР, (VII. 1)
где Q — усилие на срез от расчетной нагрузки;
п — число шпонок;
Fui —площадь среза бетонной шпонки;
Rep —сопротивление бетона заполнения срезу, равное 0,4/?пр(#пр — расчетное сопротивление бетона заполнения сжатию).
Бетонные шпонки для восприятия сдвигающих усилий весьма целесообразно применять при стыковании плитных конструкций и замоноличивании плит перекрытий для увеличения жесткости перекрытий в своей плоскости.
В узле примыкания ригеля к колонне рекомендуется передавать перерезывающую силу на выступающие из колонны опорные железобетонные или металлические консоли. Только при наличии консолей можно не предъявлять требование равной прочности бетона, применяемого для ©бетонирования узлов, и бетона элементов конструкций, а также можно отказаться от применения специальных монтажных устройств, фиксирующих положения ригеля. Эти устройства при применении бетонных шпонок необходимы до того времени, пока прочность ©бетонировки не достигнет необходимой проект-
^р<(/?пр + 2ик/?а) , (VII.2)
где Vp — расчетная нагрузка;
Гб— площадь сечения бетона внутри контура сеток;
Rпр—расчетное сопротивление бетона при осевом сжатии (призменная прочность);
/?а — расчетное сопротивление арматуры сеток; рк—коэффициент косвенного армирования.
Коэффициент косвенного армирования определяют по формуле
= Fall^+Fa21^ ( (VII.3)
hl2h
где F ai и Га —площадь сечения стержней сеток в обоих направлениях;
/1 и /2 — размеры контура сеток в обоих направлениях (длина стержней сеток);
П\ и п2 — число стержней в каждом направлении сетки;
h — расстояние /между сетками.
По формуле (VI 1.3) можно, например, по заданному расстоянию между сетками определить количество стержней в сетках и их площадь сечения, и наоборот.
5. Проектирование и расчет стальных закладных деталей
Экспериментальные исследования и практический опыт показывают, что при соответствующей конструкции стальных закладных деталей и прочности их соеди-
§ 1. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ „СТЫКОВ
163
нения через стык можно передать любые возникающие в железобетонных элементах усилия.
Применение сварки для соединения стальных закладных деталей обусловливает определенные требования к конструированию закладных деталей. Исследованиями сварных стыков установлено, что непосредственное кратковременное воздействие высокой температуры при сварке закладных деталей практически не вызывает нарушения прочности бетона, не оказывает влияния на анкеровку деталей и не должно учитываться
Рис. VII.3. Крепление стальных закладных деталей на боковой поверхности сборных железобетонных элементов
1—стальные пластинки; 2—анкерные стержни периодического профиля
при проектировании стыков. Чрезмерный нагрев и связанное с этим расширение металла и его коробление могут привести к нарушению сцепления -между поверхностью стальных деталей и бетоном и при отсутствии возможности свободной деформации — к развитию трещин в бетоне. Трещины при остывании обычно закрываются и, как правило, не отражаются на дальнейшей работе железобетонного элемента, но в отдельных случаях они могут ослабить анкеровку арматуры и стальных закладных деталей, уменьшить жесткость, а иногда и прочность железобетонного элемента. Для того чтобы предупредить это, следует осуществлять конструктивные и технологические -меры. При проектировании стыков рекомендуется назначать .возможно меньший размер закладных деталей, что позволяет избежать больших температурных деформаций при сварке и создает благоприятные условия при последующем ©бетонировании стыков; для соединения стальных закладных деталей следует применять такие виды сварки, которые не сопровождаются большим выделением тепла и не вызывают чрезмерного коробления свариваемых деталей (сварка прерывистым швом, поверхностными точками, наложение сварки в несколько слоев и т. д.).
Конструкция стальных закладных деталей должна быть выполнена так, чтобы при передаче усилий не разгибались сами детали, а также и стальные накладки.
Стальные закладные детали, расположенные на боковых поверхностях железобетонных элементов, должны состоять, как правило, из отдельных небольших пластинок (рис. VII.3) с приваренными к ним анкерными устройствами. Анкерные устройства обычно представляют собой стержни периодического профиля, приваренные торцом к пластинкам; в качестве анкеров закладных деталей не следует применять отогнутых стержней (так называемых суток») или скоб и отдельных стерж-11*
ней с отогнутыми концами (лапками), приваренных к пластинкам в местах отгибов, за исключением случаев, когда закладные детали устанавливают по конструктивным соображениям и они не предназначены для восприятия нормальных растягивающих усилий.
При расположении закладных деталей, работающих на растяжение и срез, с одной стороны стыкуемых железобетонных элементов, а при большой толщине элементов— с двух сторон, анкерные стержни следует выполнять (см. рис. VI 1.3) без дополнительных анкерных устройств на концах, причем рекомендуется устанавливать не менее четырех анкеров. Длина анкерных стержней, заделываемых в бетон, принимается равной 15 диаметрам; если анкерные стержни располагаются в растянутой зоне бетона элемента, то длину их заделки увеличивают до 30 диаметров; при расположении анкерных стержней в сжатой зоне допускается уменьшать длину заделки до 10 диаметров. Уменьшение длины заделки анкеров допускается лишь в том случае, если при любом сочетании нагрузок железобетонный элемент, в который заделываются анкеры, будет всегда сжат, а размеры элемента не позволяют сохранить заделку обычной длины. Если толщина железобетонного элемента не позволяет обеспечить необходимую длину заделки анкерных стержней, то на их концах устраивают анкерные шайбы (рис. VI 1.4,а)/ которые должны свободно проходить в ячейки сварной арматуры и располагаться в плоскости арматуры с противоположной стороны элемента или на таком расстоянии от его поверхности, которое обеспечивает необходимую толщину защитного бетонного слоя. Допускается вместо шайб приваривать спаренные стержни (рис. VI 1.4,б). Устраивать крюки на концах анкерных стержней не рекомендуется. Толщину пластинок закладных деталей назна-
Рис. VII.4. Анкеровка пластинок закладных деталей в бетоне при малых толщинах железобетонных элементов
а — посредством анкерных шайб; б — посредством приварки парных поперечных стержней
чают в зависимости от диаметра привариваемых к ним стержней, но не менее 4 мм. Толщину пластинок определяют по формуле
8n>0,25d^-. (VII.4)
КсР
где d — диаметр привариваемого анкерного стержня;
Ra— ресчетное сопротивление стержня растяжению;
/?ср — расчетное сопротивление пластинок срезу, которое принимается по НиТУ 121-55 [2].
Закладные детали, расположенные с противоположных сторон стыкуемых железобетонных элементов и рассчитанные на передачу растягивающих усилий, должны при малой толщине элементов соединяться между собой схватками из арматурных стержней (рис. VI 1.5,а), приваренных торцами к пластинкам закладных дета-
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
164
лей. При значительной величине усилий допускается устраивать схватки из полосовой или фасонной стали при условии надежного соединения их с обеими закладными деталями (рис. VI 1.5,б). Закладные детали, сое-
вдоль стержней арматуры, для чего хомуты на конце-
вых участках колони не привариваются.
В зоне расположения закладной детали (выше и
ниже ее) (рис. VII.6)
Рис. VII. 5. Боковые закладные детали при малой толщине железобетонных элементов; конструкция со схватками а — из арматурных стержней;
б — из полосовой стали
Рис. VII. 6. Усиление стыкуемых железобетонных элементов косвенным армированием в местах установки закладных деталей
7 — стальные закладные' детали; 2—сварные сетки
Рис. VII. 7. Установка стальных закладных деталей в средних участках железобетонных элементов с помощью сварки анкерных стержней (схваток)
1 — сварка, выполняемая при сборке арма-. турного каркаса
ставят поперечные сварные сетки (т. е. применяют косвенное армирование), которые могут быть надеты одновременно с закладными деталями. В средних участках колонн или в других случаях анкерные стержни (схватки) можно сваривать между собой (рис. VI 1.7). Если толщина стыкуемого железобетонного элемента позволяет, чтобы длина заделки анкерных стержней закладных деталей была бы не меньше требуемой, то допускается их соединять внахлестку без сварки. При значительных размерах пластинок закладных деталей, располагающихся на верхней поверхности бетона, рекомендуется устраивать в пластинках отверстия, обеспечивающие более надежное закрепление закладных деталей в бетоне и исключающие возможность образования под ними пустот.
Торцовые закладные детали (рис. VII.8) следует выполнять в виде обоймы из полосовой, стали, уголков или профильного проката, расположенной по бокам стыкуемого железобетонного элемента или по его
диненные между собой и располагаемые у концов колонны, можно устанавливать путем продевания схваток
периметру (рис. VII. 8,а и б). Допускается также применение сплошных торцовых листов (рис. VI 1,8,в). Рабочая арматура должна, как правило, привариваться непосредственно к закладным деталям (рис. VII.8,a и б). Допускается приваривать закладные детали к анкерным стержням (рис. VII,8в) или
Рис. VII.8. Конструкция торцовых закладных деталей
а — из полосовой стали; б—из уголковой стали; в — из листовой стали (торцовый лист); 1 — обойма из листовой стали; 2 — обойма из уголковой стали; 3 —торцовый стальной лист;
4 — сетки косвенного армирования; 5 — анкерные стержни
§ 1. ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СТЫКОВ
165
небольшим сеткам, которые обеспечивают передачу усилий от рабочей арматуры к закладным деталям.
Закладные детали, работающие на растяжение, не допускается приваривать сбоку к рабочей арматуре без соответствующих анкеров. Если при передаче растягива
Рис. VII.9. Конструкция закладных деталей при соединении железобетонных плит
1 — рабочая арматура плит; 2 — стальные схватки
ющих усилий от стержней к закладным деталям возникают усилия, которые могут привести к разгибанию деталей, то для предотвращения этого боковые пластинки или части закладных деталей, расположенных по бокам стыкуемого железобетонного элемента, следует соединить между собой стержнями, полосами, фасонным прокатом или приварить ребра жесткости.
Для соединения железобетонных плит наиболее рационально боковые пластинки соединить так, чтобы в сечении закладные детали образовали двутавр (рис. VI1.9).
Диаметр анкерных стержней деталей, предназначенных для восприятия сдвигающих усилий (рис. VLIBh VII.4), рекомендуется определять расчетом по формуле
<?сд < FaM (VII.5)
где Q сд — величина расчетной сдвигающей силы;
Ган — суммарная площадь сечения всех анкерных стержней, приваренных к пластинке;
7?а — расчетное сопротивление анкерных стержней при растяжении;
f — коэффициент трения, который для данного случая можно принять равным 0,7.
правлению действия сдвигающих сил между анкерными стержнями по их оси.
Высоту упорных пластинок принимают в пределах защитного бетонного слоя, но не менее 10 мм. При расчете анкеровки деталей на сдвиг допускается учитывать усилия, которые могут быть переданы закладными деталями на бетон через упоры. Величину этих усилий определяют по формуле
Суп = ЕуП/?пр» (VI 1.6)
где Qyn— усилие, воспринимаемое упорами;
/уП—площадь смятия бетона под упорами.
7?пр — расчетное сопротивление бетона при сжатии.
Рис. VII.11. Схема расположения анкеров при действии растягивающей и перерезывающей сил 1—железобетонный ригель; 2 —- железобетонная колонна;
3 — стальная консоль
Величина сдвигающей силы, воспринимаемая упорами Суп, не должна превышать половины сдвигающих усилий, которые могут быть восприняты анкерными стержнями.
Если на закладную деталь в виде пластинки действует не только перерезывающая, но и растягивающая сила (рис. VII.11), то расчет анкеров следует вести следующим образом. Верхний ряд анкеров располагают на уровне действия растягивающей силы, и площадь их сечения рассчитывают на эту растягивающую силу по формуле
F ан
Яан
(VII.7)
Рис. VII.10. Конструкция упоров в закладных деталях
1 — анкерные стержни; 2 — упорные пластинки
где N—растягивающая сила;
Ran —расчетное сопротивление анкеров при растяжении.
Нижние ряды анкеров рассчитывают на действие перерезывающих сил по формуле (VII£).
Стальные закладные детали, расположенные по бокам стыкуемых железобетонных элементов, должны иметь кроме анкеров упорные пластинки (рис. VI 1.10) в том случае, если на стык одновременно со сдвигающими усилиями не действуют нормальные сжимающие усилия. Упорные пластинки располагают перпендикулярно Ha-
в. Сварка стальных закладных деталей и стыков
При изготовлении стальных закладных деталей, сварке их с арматурой и сварке стыков применяют следующие основные виды сварки:
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
166
1) обычную ручную дуговую сварку валиковыми швами;
2) электр ©дуговую сварку поверхностными точками, выполняемую открытой дугой или под слоем флюса стальным неподвижным электродом или с подачей его в процессе сварки;
3) электродуговую сварку под флюсом торцов стержней с пластинками или фасонным прокатом;
4) контактную стыковую и точечную сварку;
5) сварку электрозаклепками под слоем флюса или открытой дугой;
6) ванную и ванно-шлаковую сварку.
Соединение стержней с листовым и сортовым прокатом закладных деталей, а также соединение отдельных стержней арматуры при заготовке и монтаже, необходимо производить согласно указаниям § 2 главы III справочника.
Сварные швы, соединяющие стальные закладные детали, должны быть равнопрочны соединению арматуры с этими закладными деталями и рассчитываются в соответствии с НиТУ 121-55.
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ОСНОВНЫХ УЗЛОВ и стыков СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
1. Стык фундамента и железобетонной колонны
Простым и оправдавшим себя в практике строительства стыком сборной железобетонной колонны с фундаментом является стык стаканного типа (рис. VII.12). Для такого стыка не требуется стальных закладных деталей и выполнение его весьма просто. Стакан может быть устроен как в монолитных, так и в сборных фундаментах. Для удобства монтажа на колоннах и на фундаментах наносят риски разбивочных осей. Зазоры между стенками стакана фундамента и стержнем колонны заполняют бетоном марки не ниже 200 на мелком щебне или гравии. Глубину стакана обычно назначают не менее наибольшего из размеров поперечного сечения колонн. Наименьшую толщину стенок стакана принимают 200—250 лея; в этом случае расчетного армирования стенок не требуется. Установка арматуры в стенках и в верхней части фундамента обусловливается монтажными условиями и возможностью появления трещин от усадки бетона.
Недостатком стыка стаканного типа является отсутствие приспособлений для вертикальной и горизонтальной рихтовки колонны. При монтаже сборных железобетонных колонн вертикальная рихтовка обычно производится путем тщательной установки по нивелиру дна стакана на проектную отметку, с учетом допуска в изготовлении колонны. Горизонтальную рихтовку колонны а стакане производят расклинкой деревянными клиньями.
Лучшими условиями рихтовки колонны в сравнении с рассмотренной конструкцией имеет фундамент стаканного типа, но с прорезями, расположенными в плоскости, перпендикулярной плоскости несущих рам здания. Наличие таких прорезей позволяет при монтаже колонн производить их подклинку снизу. Однако устройство прорезей требует дополнительного расхода арматуры для укрепления разрезанных стенок стакана фундамента, усложняет опалубку фундамента, а также вызывает необходимость последующего замоноличивания стыка колонны; кроме того, использовать прорези можно только в том случае, когда котлованы под фундамент отрывают сплошными траншеями, что часто вызывает
увеличение объема земляных работ. Вследствие перечисленных недостатков конструкция фундамента стаканного типа с прорезями применения в строительной практике не нашла.
Кроме сопряжения колонны с фундаментом стаканного типа, имеются и другие решения, но все они требуют значительного расхода металла для устройства за-
Рис. VII.12. Железобетонный фундамент стаканного типа
1 — подливка бетона 50 мм\ 2 — риски разбивочных осей на колонне; 3 — риски разбивочных осей на фундаменте; 4 — крюки для подъема фундамента
кладных деталей. Поэтому они, как правило, не могут быть рекомендованы. Применение сопряжений колонн с фундаментами с помощью стальных закладных частей может быть оправдано только при наличии специальных требований или условий производства.
2. Опирание подкрановых балок на колонны
Узлы опирания подкрановых балок желательно конструировать так, чтобы обеспечить взаимозаменяемость типовых сборных железобетонных и стальных подкрановых балок при опирании их на типовые сборные железобетонные колонны.
Конструкция опирания стальных подкрановых балок на типовые сборные железобетонные колонны показана на рис. VII.13. Крепление верхнего пояса подкрановой балки к колонне осуществляется горизонтальными коротышами из уголков, привариваемых к вертикальной пластинке, закладываемой при изготовлении колонны в ее надкрановой ветви. При ширине пластинки около 300 мм к ней можно закрепить стальные и сборные железобетонные подкрановые балки всех типов для пролетов 6 и 12 м. Соединение коротыша (уголка) и верхних поясов двух смежных подкрановых балок про
- § 2, КОНСТРУКЦИИ ОСНОВНЫХ УЗЛОВ И СТЫКОВ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
167
изводится с помощью двух горизонталыных планок, прикрепляемых к верхнему поясу и коротышу болтами по одному на каждом конце планки. Такая конструкция, передавая с подкрановых балок на колонну горизонтальные усилия, возникающие от поперечного торможе-
Рис. VII.13. Опирания стальных подкрановых балок на сборные железобетонные колонны
1 — колонна; 2 — закладной лист в консоли колонны; 3 — закладной вертикальный лист в колонне; 4 —распределительная плита; 5 — фиксирующие планки; 6 — коротыш из уголка для крепления планок, передающих усилия от поперечного торможения крана; 7 — планки, передающие усилия от поперечного торможения; 8 — анкеры закладной пластинки; 9 — анкерные болты, заложенные в консоли колонны
ния кранов, не препятствует повороту опорного сечения подкрановой балки при ее прогибе. Опирание подкрановой балки на колонну производится через стальную распределительную плиту, которая приваривается к закладному листу консоли колонны. На распределительную плиту опирают вертикальные ребра подкрановых балок, полностью передающие вертикальную реакцию балки. К распределительной плите приваривают две планки,
Рис. VII.14. Инвентарный кондуктор для установки распределительной плиты и приварки к ней фиксирующих планок
1 — инвентарный кондуктор; 2—стальной закладной лист колонны; 3—стальная распределительная плита; 4 —фиксирующие планки; 5 — установочные риски, нанесенные на распределитель-_ ной плите и закладном листе
имеющие с наружной стороны по два отверстия. При установке подкрановых балок нижние пояса их прикрепляются болтами к этим пластинкам, такий образом фиксируется положение подкрановых балок и обеспечивается передача от подкрановых балок на колонны горизон
Рис. VII. 15. Опирание железобетонных подкрановых балок на сборные железобетонные колонны
л опирание обычной балки; б — опирание балки с консолью; 1 — вертикальное ребро; 2 — съемные инвентарные уголки для монтажного крепления; 3 — съемные болты для монтажного крепления
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
168
тальных сил, возникающих при продольном торможении мостовых кранов.
Анкерные болты, заложенные в консоли колонны, в случае опирания стальных подкрановых балок используют не по прямому назначению, так как распределительная плита располагается между ними; они используются лишь при установке на колонне распределительной плиты и приварке к плите пластинок, закрепляющих подкрановые балки.
Установку плиты и приварку к ней ~ фиксирующих планок производят с помощью простейшего инвентарного кондуктора (рис. VII.14). Кондуктор с прибол-ченной к нему планкой устанавливается на пару анкерных болтов, крепящих одну подкрановую балку. Распределительную плиту устанавливают на закладном листе колонны по нанесенным на плите и листе установочным рискам с учетом расположения на плите фиксирующей планки, после чего плиту приваривают к закладному листу, а к плите — фиксирующую планку. Затем кондуктор сн,им1ают, к мему прибалчивают вторую •планку и устанавливают на другую пару анкерных болтов, после чего приваривают вторую планку. Такой кондуктор обеспечивает точную установку распределительной плиты и правильную приварку к плите фиксирующих планок.
Узел опирания сборной железобетонной подкрановой балки на железобетонную колонну показан на рис. VII.15,a. Монтажные крепления балок к колоннам осуществляются с помощью съемных уголков и болтов.
После окончательной выверки и рихтовки балок их поверху соединяют с колоннами полосовыми накладками, привариваемыми на ребро к закладным деталям балки и колонны; понизу — опорные закладные детали балок приваривают к закладному опорному листу консоли колонны. Подкрановые балки соединяют между собой горизонтальными накладками, привариваемыми к закладным листам балок.
После прикрепления балок к колоннам съемные инвентарные уголки и болты удаляют, а зазоры между балками ( в торцах) и между балками и колоннами должны быть залиты бетоном.
Крепление подкрановых балок к колонне вертикальным ребром обеспечивает передачу горизонтальных сил от поперечного торможения крана и свободный поворот сечения подкрановой балки при ее прогибе.
На рис. VII. 15,б показано опирание на колонну подкрановой балки с консолью. Принципиально этот узел решается так же, как и узел опирания обычной балки.
3. Опирание стропильных конструкций на колонны
Узлы опирания стропильных конструкций на сборные железобетонные колонны желательно решать одинаково для всех типовых сборных железобетонных стропильных конструкций и для типовых стальных ферм.
Опирание двускатных струнобетонных балок показано на рис. VII.16.
Положение балок на опорах фиксируется анкерными выпусками из колонн; эти выпуски при монтаже балок пропускают через отверстия в опорных листах балок. После установки балок в проектное положение их прикрепляют к колонне с помощью шайб и гаек, а затем опорные листы балок приваривают к опорным листам колонн.
Опирание стальных ферм на крайние и средние железобетонные колонны решается так же, как и опирание железобетонных стропильных конструкций, с той лишь разницей, что вместо привариваемой (на месте установки) опорной планки для закрепления стальной фермы используется плита опорного узла фермы.
1 — опорный лист балки; 2 — опорный стальной лист колонны; 3 — шайбы
Рис. VII.17. Опирания железобетонных двускатных тавровых балок на сборные железобетонные колонны в продольнохм температурном шве
1 — продольный температурный шов; 2 — столик; 3 — каток
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ОСНОВНЫХ УЗЛОВ И СТЫКОВ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
169
При применении сборных железобетонных каркасов по действующим нормам проектирования расстояние между температурными швами должно быть не более 60 м. Такая величина температурного блока увеличивает количество поперечных температурных швов и во многих случаях вызывает необходимость устройства продольного температурного шва. Поперечные температурные швы при железобетонном каркасе обычно выполняются так же, как и при стальном каркасе, т. е. с применением парных поперечных конструкций. Устройство же продольного температурного шва по аналогии с поперечным температурным швом на парных колоннах нерационально, в связи со значительным увеличением числа колонн, а также количества типов фундаментов и их объема. Однако удачной конструкции опирания железобетонных сборных элементов в продольном шве пока еще не разработано и применяется опирание на катки; конструкция такого узла показана на рис. VI 1.17.
Опирание стальных стропильных ферм на железобетонные колонны в продольном температурном Щве производится без катков', путем устройства листового шарнира.
4. Стыки колонн
Стык колонн является одним из наиболее ответственных узлов в сборном железобетонном каркасе. Этот стык может быть жестким — обеспечивающим передачу
Рис. VII. 18. Жесткий стык колонны с применением центрирующей прокладки 1 — горизонтальные инвентарные болты; 2— вертикальные инвентарные болты; 3— инвентарные монтажные уголки; 4 — центрирующая прокладка;
5 прутки из арматурной стали
моментов, нормальных и перерезывающих сил, а также шарнирным — обеспечивающим передачу только нормальных и перерезывающих сил.
Пример конструкции жесткого стыка с применением центрирующей прокладки показан на рис. VIL18. Оба конца железобетонной стыкуемой колонны имеют сталь-
Рис. VII.19. Стык колонн со сплошным торцовым стальным листом и центрирующей прокладкой
1 — торцовый стальной лист; 2 — центрирующая стальная прокладка толщиной 3 мм;
3 — сетки косвенного армирования; 4 — стержни-анкеры торцовых стальных листов
ные обоймы, приваренные к рабочей арматуре колонны. Между торцами стыкуемых колонн располагают центрирующую стальную прокладку, обеспечивающую удобную рихтовку верхней части колонны при установке ее на нижнюю; стыкуемые элементы колонны при монтаже закрепляют инвентарными болтами, продеваемыми в отверстия в колонне, и коротышами углового профиля. Зазор между торцами колонны в стыке, не заполненный центрирующей прокладкой, заделывают жестким бетоном. После сварки обойм с помощью отрезков арматуры и заполнения бетоном стыка монтажные болты и коротыши снимают и используют для устройства стыка других колонн.
В последнее время предложен жесткий стык с заполнением полости раствором под давлением*. В этом случае концы стыкуемых частей колонны обрамляются рамками из уголков, причем к вертикальным полкам уголков, образующих рамки, приваривают рабочую арматуру колонны. В верхней части колонны от двух противоположных граней ее к полости стыка укладывают наклонно две металлические трубки, через одну под давлением поступает бетон, а через другую выходит воздух. Монтажные, инвентарные приспособления в этом стыке устраивают так же, как и в предыдущем случае (рис. VII.18). Конструкция стыка колонны, работающей на центральную нагрузку и применяемой в жилищном строительстве Москвы, показана на рис. VII.19. Торцы концов стыкуемой колонны заканчиваются стальным листом, заанкеренным в бетон с помощью четырех стержней. Концы колонн усилены поперечными сетками. На лист наваривают центрирующую стальную прокладку толщиной 3 мм. При монтаже торцовые листы сваривают между собой дуговой сваркой, для чего на листах сняты фаски. Недостатками такой конструкции является то, что соединяемые элементы колонн должны иметь весьма малые допуски размеров» а большая по площади центрирующая прокладка не вполне удовлетворяет своему назначению.
При полигонном изготовлении колонн жесткие стыки колонн конструктивно решаются проще без центрирующих прокладок и без применения клиньев при монтаже. Колонны изготавливают на полигоне в горизонтальном положении в опалубке сразу на всю высоту здания. До бетонирования колонны в местах расположения стыков закладывают инвентарные строганые листы-пластинки толщиной 10—12 мм, предварительно смазанные водо-цементно-масляной эмульсией или какой-либо иной смазкой. Пластинки и арматурный каркас выверяют и закрепляют, после чего производят бетонирование, маркировку и наносят осевые риски колонн. При распалубливании инвентарные пластинки вынима-
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
170
ют, и сплошная на всю высоту здания колонна оказывается разрезанной на несколько монтажных элементов. Некоторый перекос пластинок при установке их в опалубку или при бетонировании колонны не опасен, так как обе стыкуемые грани колонны окажутся одинаково перекошенными. Для восприятия изгибающих моментов продольную арматуру стыкуют обычно посредством обойм из стальных полос и накладок.
консоль из прокатного двутавра и поверху приваривается к выпущенным из колонны двум стержням арматуры, для чего наверху ригеля укладывается обрезок двутавра. Этот тип сопряжения имеет много стальных деталей, вследствие чего он трудоемок и требует большого расхода металла.
При сравнительно небольших нагрузках, действующих на перекрытиях гражданских зданий, значительно более целесообразна конструкция сопряжения ригелей с колоннами, показанная на рис. VI 1.22. В этом случае сопряжение ригеля с колонной выполнено с использованием для воприятия усилий среза, бетонных шпонок, образующихся при замоноличивании стыка. Достоинством этой конструкции является отсутствие элементов, выступающих за грань колонны, усложняющих изготовление колонн. Как колонны, так и ригели выполняются в опалубке со сплошными прямолинейными стенками.
Рис. VI 1.20. Жесткий стык колонны, приторцованный путем совместного бетонирования
1 — стальная обойма; 2 — накладки, воспринимающие растяжение: 3 — монтажные установочные уголки
Для усиления концов колонн постановки поперечных сеток по расчету не требуется; однако в целях предотвращения возможности повреждения бетона от неравномерного смятия наличие одной-двух сеток в каждом из стыкуемых элементов колонны желательно.
На рис. VII.20 для примера показан жесткий стык мощной колонны, законструированный по описанному выше способу.
Шарнирный стык колонн может быть наиболее просто осуществлен путем устройства сферических торцовых поверхностей. В этом случае концы стыкуемых частей колонны обрабатывают по вогнутой и выпуклой сфере и усиливают поперечными сетками. Радиус сферы составляет 1,2—1,5 от наибольшего размера поперечного сечения колонны, причем радиус вогнутой сферы принимают на 5—8% больше, чем радиус выпуклой.
Закрепление колонны при монтаже обеспечивается такими же инвентарными монтажными уголками и болтами, как и при жестких стыках.
Рис. VII.21. Сопряжение ригеля с колонной, применяемое в жилищном строительстве
а — вид сбоку, план и сечения; б — общий вид; 1 — колонна; 2 — ригель; 3 — вкладыш; 4 —арматура для приварки верхней части ригеля; 5 — yrQAQYL для опирания вкладыша;
6 — консоль для опирания ригеля
5. Сопряжение колонн с ригелями
На рис. VII.21 показана распространенная в практике многоэтажного жилищного строительства конструкция сопряжения колонн с ригелями, осуществляемая с помощью большего числа стальных закладных деталей, соединяемых при монтаже сваркой. Ригель опирается на
Верхняя арматура ригелей стыкуется при помощи отрезков стержней, пропущенных сквозь трубки, заложенные в колонну при ее изготовлении. Эти отрезки приваривают при монтаже к стальным планкам, которые заранее приварены к арматурным каркасам ригелей. Закладные детали внизу ригеля устанавливают для соединения ригеля с закладными деталями колонны по
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ОСНОВНЫХ УЗЛОВ И СТЫКОВ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
171
средством планок. Назначение этого соединения — воспринимать моменты противоположного знака, которые могут возникнуть от случайных нагрузок при возведении здания.
Рис. VII.22. Сопряжение ригелей с колоннами
<z — вид сбоку и сечения; б — общий вид; 1 — трубки для пропуска отрезков стержней арматуры; 2 — пластинки для приварки арматуры к ригелям по верху ригеля; 3 — пластинки для^приварки арматуры по низу ригеля; 4 — монтажный столик из швеллера; 5 — заливка шва бетоном!
Рис. VII.23. Сопряжение ригелей с колоннами при опирании ригеля на консоль колонны
/ —стержень из квадратной стали; 2 — закладные пластинки в ригеле; 3 — закладные пластинки в консоли колонны; 4 — инвентарные монтажные уголки; 5 — заливка шва бетоном; 6 — анкерные болты
Для опирания ригелей при монтаже в колонне предусматриваются съемные монтажные столики из швеллеров.
В промышленных зданиях с большими нагрузками на перекрытия ригели следует опирать на консоли, предусматриваемые при изготовлении колонн.
Принятая для типовых многоэтажных зданий схема с балочным железобетонным каркасом удобна^ тем, что балки расположены только в одном направлении, а по ним укладывают крупноразмерные плиты. Такое решение позволяет осуществить опирание балок на консоли колонны, так как консоли образуются только в одной плоскости колонны.
По 1-1
Рис. VII.24. Сопряжение ригелей таврового сечения с колонной
1 — стержни, обхватывающие колонну; 2 — закладные пластинки в ригеле; 3 — закладные пластинки в консоли; 4 — монтажные уголки; 5 — заливка швов бетоном; 6 — анкерные болты
На рис. VII.23 показана конструкция сопряжения ригелей с колонной, выполненная путем опирания ригеля на консоль колонны.
До установки ригеля в проектное положение к ригелю через отверстия, имеющиеся у опор, болтами прикрепляют инвентарные монтажные уголки. Через отверстия этих уголков ригель притягивают к колонне анкерными болтами. заложенными в консоли колонны. После установки и выверки каркаса стальную пластинку, заложенную в нижней части ригеля, приваривают к пластинке, заложенной в консоли. Пластинка консоли шире пластинки ригеля, вследствие чего монтажные швы накладывают в нижнем, самом удобном для производства сварочных работ, положении. Поверху ригели соединяют друг с другом пропущенным в отверстие колонны отрезком квадратной стали, который приваривают к закладным пластинкам. Вместо квадратной стали может быть применена и арматурная гладкая или периодического профиля соответствующего диаметра. Рабочие швы и в этом месте накладывают в нижнем положении. После сварки всех стыковых швов инвентарные монтажные уголки снимают, а зазоры между ригелями и колонной заливают бетоном.
На рис. VII.24 показано сопряжение колонны с ригелями таврового сечения. В этом случае для перекрытия верхней арматуры ригеля применены уголки, которые
ГЛАВА VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
172
не проходят сквозь колонну, а охватывают ее с- обеих сторон. В отличие от узла, приведенного на рис. VII.23, в этом узле для монтажного крепления ригелей к колоннам применены не инвентарные, а постоянные уголки,
Рис. VII.25. Сопряжение мощных ригелей с к£лоннами, примененное в строительстве здания ТЭЦ
/—вставки из обрезков арматуры; 2 — сварка "стыка ванным способом; 3 — заливка шва бетоном
Рис. VII.26. Сопряжение ригелей с колонной, совмещенное с стыком колонны:
7--стальная накладка; 2 — сварные швы
что несколько увеличивает расход металла. Зазоры между колонной и ригелями заполняют бетоном.
На рис. VI 1.25 показано сопряжение мощных ригелей с колоннами, примененное в строительстве здания ТЭЦ. Эта конструкция передает поперечную силу с ригеля на колонну посредством имеющейся на колонне консоли. Стык ригеля с колонной выполняется сваркой верхних и нижних выпусков арматуры при помощи вставок из
обрезков арматуры. Сжимающее усилие передается через бетон, для чего стык замоноличивают. Арматуру сваривают ванным способом; конструкция этого стыка требует весьма тщательного изготовления и монтажа, так как небольшие размеры закладных деталей не допускают значительных отклонений, в особенности выпусков арматуры из колонны и ригеля, причем совпадение осей арматур должно быть соблюдено по двум плоскостям (верхней и нижней). В таком виде этот стык не может быть рекомендован для широкого применения; однако при действии больших нагрузок и применении арматуры больших диаметров такое решение возможно.
Во всех приведенных примерах сопряжений ригелей с колоннами стык колонн отнесен от узла. Такие решения упрощают конструирование узла, но усложняют монтаж, так как увеличивают число монтажных узлов. На рис. VI 1.26 показан узел, в котором совмещены стыки колонны и ригелей. При этом стык колонны решен аналогично жесткому стыку с заполнением полости раствором под давлением. Через прорезь в верхней обойме проходит стальная накладка, соединяющая смежные ригели через закладные планки. Конструкция опирания ригеля на консоль колонны выполнена так же, как и для узла на рис. VI 1.23,
При расположении ригелей в двух направлениях одно направление может быть решено с применением бетонных консолей, а второе направление — с устройством металлических консолей, для чего при изготовлении колонн следует предусмотреть стальные закладные пластинки, к которым приваривают эти консоли. Закладная деталь, к которой должны быть приварены стальные консоли, заанкеривается в бетон. Расчет анкеров производится <в соответствии с указаниями, приведенными в п. 5 § 1 настоящей главы.
6. Сопряжение второстепенных балок с ригелями
Наиболее простым конструктивным решением междуэтажных перекрытий многоэтажных производственных и гражданских зданий являются перекрытия, осуществляемые опиранием крупноразмерных настилов на ригели рам без использования второстепенных балок. Тем •не менее для ряда производственных и некоторых видов гражданских зданий применяются конструкции перекрытий с второстепенными балками.
В большинстве случаев для экономии строительной высоты здания второстепенные балки приходится располагать на одном уровне с ригелями.
Сравнительно простая конструкция шарнирного опирания балки на ригель в одном уровне показана на рис. VII.27. Торец балки имеет закладную пластинку, к которой после распалубливания балки приваривают коротыш из уголка. На верхнем поясе ригеля в месте сопряжения ее с балкой предусматривается горизонтальный закладной лист. При монтаже балка опирается горизонтальной полкой уголка на закладной лист ригеля. После выверки положения балки кромку горизонтальной полки уголка приваривают к закладному листу. Применение монтажных креплений балок к ригелям с помощью коротыша из уголка, опираемого на пояс балки в стальных конструкциях, полностью себя оправдало при строительстве здания Дворца Культуры и Науки в Варшаве.
Наличие в отечественном сортаменте проката толстых уголков дает возможность передавать через коротыши опорные реакции примерно до 15 г.
На рис. VI 1.28 показано сопряжение балки с ригелем при равной их высоте, обеспечивающее неразрезиость балок. Опирание балки на ригель осуществляется так
Рис. VII.27. Шарнирное сопряжение балок и ригелей в междуэтажном перекрытии
1 — стальной закладной уголок, приваренный к балке; 2—стальная закладная пластинка в ригеле; 3 — сварные швы; 4 — обетонировка верха балок и ригеля; 5 ~ стальная закладная пластинка в торце балки; 6 — швы крепления уголка в планке
Рис. VII.28. Сопряжение балок и ригелей равной высоты в междуэтажных перекрытиях, обеспечивающее неразрезность балок
1— обрезки швеллеров; 2 — стальная накладка, привариваемая к швеллерам; 3 — заливка швов бетоном; 4—стальная закладная планка в торце балки; 5 — стальной опорный уголок балок
Рис. VII.29. Сопряжение балок и ригелей разной высоты в междуэтажных перекрытиях, обеспечивающее неразрезность балок
1 — обрезки швеллеров; 2 — стержни арматуры, приваренные к швеллерам;
3 — заливка швов бетоном; 4 — обетонировка низа балки; 5 — стальная закладная пластинка в торце балки
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ОСНОВНЫХ УЗЛОВ И СТЫКОВ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ- ЭЛЕМЕНТОВ
ГЛАВА. VII. СТЫКИ И УЗЛЫ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
174
Рис. VII.30. Сварные стыки плит
а — стык двух плит; б — стык трех плит; в — стык четырех плит 1 — стальная пластинка; 2 — сварка; 3 — арматура; 4 — анкерные стержни
В этом случае при бетонировании ригеля на соответствующей высоте в нем оставляют два круглых отверстия, через которые пропускают стержни арматуры и приваривают их с наружных сторон полок концевых швелле-, ров балок; эти стержни арматуры являются накладкой, и передают горизонтальное усилие от опорного момента, вследствие неразрезности балок. Зазоры всех стыков заполняют раствором.
7. Сопряжение плит
Стыки плит являются весьма распространенными в сборных железобетонных конструкциях.
На рис. VI 1.30 изображены стыки двух, трех и четырех плит. Все эти стыки осуществляются с помощью стальных закладных деталей, привариваемых к а'рма-туре. При монтаже закладные детали соединяются между собой стальными накладками на сварке. Такие стыки могут, в случае необходимости, кроме прочности, обеспечить и герметичность.
РАТУРА
2. Нормы и технические условия проектирования стальных конструкций (НиТУ 121-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
же, как и в случае шарнирного опирания с помощью уголка, закрепленного в торце балки, и горизонтального закладного листа на верхнем поясе ригеля (рис. VII.27). Нижние пояса балок оканчиваются обрезками швеллеров, заложенных в балках полками вверх, на нижнем поясе ригеля предусматривается стальной закладной лист. После выверки балок швеллеры соединяют накладкой шириной на 20—30 мм больше номера швеллера. Накладку приваривают к обушкам швеллеров фланговыми швами. Вследствие большей ширины накладок швы, соединяющие накладку со швеллерами, заваривают в нижнем положении.
При такой конструкции узла опорные моменты от неразрезности воспринимаются наверху балок приваркой коротышей к закладному листу в балке, а внизу — накладкой, приваренной к швеллерам по концам балок. Поперечная сила передается горизонтальной полке коротыша, опирающейся на закладной лист в верхнем поясе ригеля.
На рис. VII.29 показана конструкция опирания балки на ригель, когда высота балки меньше высоты ригеля.
ЛИТЕ
1. Нормы и технические условия проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
175
ЛИТЕРАТУРА
f /Ь. Указания по применению сборных железобетонных кон-стрУ£Ц1Ш и деталей в строительстве (У 107-56), Госстройиздат,
4. Брауде 3. И., Монтажные узлы сборных железобетонных каркасов многоэтажных промышленных зданий, «Строительная промышленность» Хе 7, 1955.
5. Б р а у д е 3. И., Сборные железобетонные конструкции бункерной эстакады доменной печи, «Бетон и железобетон» № 9, 1955.
6. Г у р с к и й А. Ф.» Крылов С. М., Стыки сборных железобетонных колонн без центрирующих прокладок для промышленного строительства, «Бетон и железобетон» № 1, 1957.
7. Г у с а к о в В. Н., О стыках сборных железобетонных колонн, «Строительная промышленность» № 7, 1955.
8. Данилов Н. М., Сборный железобетон за рубежом, Госстройиздат, М. 1956.
9. Зарубежная практика применения сборного железобетона, сборник под общей редакцией канд. техн, наук В. С. Туркина, Госстройиздат, М. 1956.
10. К р ы л о в С. М., Коровин Н. Н.» Исследование стыка элементов сборного железобетонного каркаса, «Строительная промышленность» № 6, 1955.
11. Крылов С. М., Коровин Н. Н., Разработка и экспериментальная проверка железобетонного каркаса многоэтажных зданий, Периодическая информация ИТЭН АН СССР, тема Ха 39, М. 1955.
12. К р ы л о в С. М., Узел сборного железобетонного каркаса, Информационное сообщение Ха 3, ЦНИПС, 1955.
13. Курек Н. М., Островский М. В., Сборный железобетон в странах народной демократии, Госстройиздат, М. 1956.
14. М у л и н Н. М., Сборные конструкции из плит, соединенных сваркой, сборник «Вопросы современного железобетонного строительства», Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, М. 1952.
15. Р ы ж и к С. Д., Сборный железобетон, Центральный институт информации по строительству, Рационализаторские и изобретательские предложения по строительству, вып. 131, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, М. 1952.
16. Узлы сборных железобетонных конструкций в жилищном строительстве, Госстройиздат, М. 1956.
ГЛАВА VIII
ТЕПЛОИЗОЛЯЦИЯ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
§ 1. ТЕПЛОИЗОЛЯЦИОННЫЕ МАТЕРИАЛЫ
Материалы, применяемые для теплоизоляции наружных ограждающих сборных железобетонных конструкций, должны обладать достаточной долговечностью, т. е. быть биостойкими, влагостойкими и морозостойкими, а также стойкими против коррозии. В основном этим требованиям удовлетворяют следующие материалы.
1) Ячеистые бетоны — газобетон, пенобетон и пеносиликат. Для теплоизоляции применяют ячеистые бетоны объемным весом от 300 до 600 кг/м3. Для несущих элементов конструкций (для покрытий из армопено-бетонных плит и для несущих стен ) применяют ячеистые бетоны объемным весом до 1 000 кг/м3. Плиты из ячеистых бетонов изготовляются толщиной 60, 80, 100 и 120 мм.
2) Газ о- и пеностекло. Эти материалы обладают особенно высокой долговечностью, малой влаго-емкостью и высокой морозостойкостью. Объемный вес от 300 до 500 кг/м3. Изготовляются в виде -плит и блоков толщиной 80, 100, ПО и 120 мм.
3) Асбестоцементные теплоизоляционные плиты. Эти плиты имеют объемный вес от 300 до 500 кг/м3. Толщина плит 30 мм. Недостатком этого материала является его большое водопоглощение и малая влагостойкость.
4) Минераловатные изделия. Эти изделия, изготовляемые из минеральной ваты и связующих веществ, в частности нефтяных битумов, выпускаются в виде плит или войлока. Жесткие плиты имеют объемный вес от 300 до 500 ка/;и3; толщина плит 30 и 50 мм. Полужесткие плиты имеют объемный вес от 300 до 400 кг/м3; толщина плит от 50 до 90 мм с градацией через 10 мм. Минераловатные плиты легко деформируются, а поэтому в горизонтальных конструкциях не должны находиться под нагрузкой. Минераловатный войлок имеет объемный вес от 75 до 250 кг/м3; изготовляется в виде полос толщиной 20, 40 и 60 мм. Маты минераловатные изготовляются из минеральной ваты или войлока с обкладкой водонепроницаемой бумагой или металлической сеткой. Объемный вес матов от 100 до 350 кг/м3; толщина от 30 до 100 мм с градацией через 10 мм.
5) Стекловатные материалы. Эти материалы изготовляются из стеклянной ваты с волокнами толщиной до 20 мк. Выпускаются в виде матов или полос, прошитых стеклянной нитью, с обкладкой водонепроницаемой бумагой или без нее. Объемный вес от 100 до 200 кг/м3; толщина матов (или полос) 10, 15, 20, 30 и 50 мм.
6) Пенопласты — пористые пластмассы. Изготовляются из полистирола (ПС) или полихлорвинила (ПХВ). Объемный вес: ПС — 70 кг/м3; ПХВ — 100*— 200 кг/м3. Плиты изготовляются толщиной от 50 до
100 мм с градацией через 10 мм. Пенопласты невлагоемки и обладают большой влагостойкостью. В настоящее время применение этих материалов ограничено в связи с их высокой стоимостью.
Для теплоизоляции горизонтальных конструкций могут применяться также сыпучие материалы: шлаки топливные и гранулированные, керамзит, пемза дробленая, трепелы и пр.
Теплотехнические показатели теплоизоляционных, а также некоторых других материалов, принимаемые в расчетах теплоизоляции, приведены в табл. VIII.1.
Для предохранения теплоизоляционных материалов от увлажнения их водяными парами, диффундирующими из воздуха помещения, у внутренней поверхности наружных ограждающих конструкций в необходимых случаях устраивают специальные пароизоляционные слои. Пароизоляционная способность таких слоев характеризуется величиной их сопротивления паропроницанию /?П м2 мм рт. ст. час/г. Значения Rn для некоторых пароизоляционных слоев даны в табл. VIII.2.
Устройство пароизоляции требуется в следующих случаях:
1) при утеплении панелей с внутренней стороны, если при этом сопротивление паропроницанию внутренней части панели до железобетонной плиты окажется меньшим сопротивления паропроницанию остальной части панели; 2) у ограждающих конструкций в помещениях с влажностью воздуха 10 мм рт. ст. и выше; 3) если это требуется на основании специального расчета влажностного режима ограждающей конструкции.
§ 2. РАСЧЕТ ТЕПЛОИЗОЛЯЦИИ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИИ
Теплозащитные качества наружных ограждающих конструкций характеризуются величиной их сопротивления теплопередаче Ro в м2 час град/ккал. Для многослойных ограждающих конструкций величина Ro вычисляется по формуле
Яо = Яв + *Я + Ян , (VIII.1)
где S7? — сумма термических сопротивлений всех слоев ограждения, включая воздушные прослойки, в м2 час град/ккал;
RB— сопротивление теплопереходу у внутренней поверхности ограждения, принимаемое равным 0,133 в м2 час град/ккал;
7?н—сопротивление теплопереходу у наружной поверхности ограждения; если наружная поверхность граничит непосредственно с наружным воздухом /?н=0,05 м2 час град/ккал; если наружная поверхность выходит на чердак или в холодное помещение Rn = = 0,1' м2 час град/ккал.
§ 2. РАСЧЕТ ТЕПЛОИЗОЛЯЦИИ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
177
Таблица VIII.1
Теплотехнические показатели теплоизоляционных и некоторых других материалов
Наименование материалов Объемный вес у в кг/м3 Коэффициент теплопроводности X в ккал!м час град Коэффициент тепло-усвоения (при периоде 24 часа) 5 в ккал>м* час град
Железобетон 2 500 1,4 13,45
Бетон на каменном щебне или гравии 2400 1,25 12,5
Бетон на кирпичном щебне . ... 2000 0,9 9,8
Шлакобетоны на топливных (котельных) шлаках 1 600 0,65 7,05
То же 1200 0,45 5,05
Шлакобетоны на доменных гранулированных шлаках и малоклинкерном вяжущем 1600 0,5 6,1
Тоже 1200 0,4 4,7
Бетоны ячеистые автоклавные (газобетон, пенобетон) 1 000 0,35 4,25
То же 800 0,25 3,22
- 600 0,18 2,37
. 400 0,13 1,65
300 . о,и 1,31
Асбестоцементные теплоизоляционные плиты 500 о,и 1,69
То же 300 0,08 1,12
Гипсовые плиты из чистого гипса У. 1 100 0,35 4,45
То же, с органическими наполнителями 700 0,? 3
Гипсобетон на топливном (котельном) шлаке 1 300 0,48 5,55
Гипсобетон на доменном гранулированном шлаке 1 000 0,32 4
Сталь строительная 7 850 50 108,4
Цементно-песчаный раствор 1 800 0,8 8,65
Сложный раствор известково-цементный 1 700 0,75 8,15
Известковая штукатурка на внутренней поверхности 1 600 0,6 7,05
Листовая гипсовая сухая штукатурка 1 000 0,2 3,5
Газо- или пеностекло 300 0,1 1,25
Стеклянная вата и изделия из нее . 200 0,05 0,72
Плиты минераловатные 500 0,12 1,75
То же 300 0,08 1,06
Войлок минераловатный 250 0,065 0,85
То же 150 0,055 0,62
Пенопласт ПС 70 0,04 0,5
Пенопласт ПХВ . 190 0,045 0,9
Шлак топливный 1 000 0,25 3,4
То же 700 0,19 2,5
Шлак гранулированный доменный . . 900 0,22 3,04
То же 500 0,14 1,81
Трепел (диатомит) в засыпке .... 600 0,15 1,85
Пемза дробленая мелкая 400 0,15 2,15
Керамзитовый горох 900 0,35 4,15
То же 500 0,18 2,2
Таблица VIII.2
Сопротивления паропроницанию пароизоляционных слоев
Наименование материалов и слоев Толщина слоя в мм Rn в мм рт- ст.м^час г
Рулонный ковер трехслойный (один слой руберойда и два слоя пергамина на битумной мастике) 10 18.6
Рулонный ковер двухслойный (один слой руберойда и один слой пергамина на битумной мастике) .... 6 12,8
Руберойд 1,5 8,3
Окраска масляная за 2 раза со шпаклевкой и грунтовкой — 4,8
Окраска краской СЖ (железный сурик на сланцевой олифе) за 2 раза . — 4
Окраска эмалевой краской — 3,6
Пергамин 0,4 2,5
Окраска горячим битумом (тщательная за 1 раз) — 2
Листовая гипсовая сухая штукатурка . 8 0,9
Таблица VIII.3
Термические сопротивления замкнутых воздушных прослоек /?в.п
Толщина прослойки в мм Яв.п прослойки в м? час град! ккал
прослойки вертикальные и горизонтальные при потоке тепла снизу вверх прослойки горизонтальные при потоке тепла сверху вниз
10 0,14 0,17
20 0,17 0,19
30 0,18 0,2
50 0,19 0,21
100 0,19 0,23
150-300 0,19 0,24
Термическое сопротивление слоя однородного материала в ограждении определяется по формуле
5
₽ = — , ’(VIII.2)
А
гда о — толщина слоя в м\
X — коэффициент теплопроводности материала в ккал/м час град; значения X для некоторых материалов приведены в табл. VIII 1.
Величины термических сопротивлений замкнутых воздушных прослоек приведены в табл. VIII.3.
Пример VIII. 1. Определить сопротивление теплопередаче железобетонных стеновых панелей1, изображенных на рис. VIII.I.
Материалы панелей имеют следующие величины коэффициентов теплопроводности ( X ):
железобетон панелей с пониженным объемным весом (у =2 000 кг/м3) X =0,9 ккал/м час град
пенобетбн ( 7 =700 кг/л<3) X =0,21 ккал1м час град керамические плитки (облицовка) А =0,75 »
фактурный слой цементно-песчаныйХ=0,8 »
1 Подобные панели изготовляются Люберецким заводом железобетонных конструкций (Московская обл.).
12 Зак. 2065
ГЛАВА VIII. ТЕПЛОИЗОЛЯЦИЯ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
178
Рис. VIIL1. Поперечное сечение стыка двух железобетонных стеновых панелей (с сеткой для расчета температурного поля стыка)
а) Панель толщиной 260 мм (правая часть рис. VIII.I).
По формулам (VIII.1) и (VIII.2) получим:
сопротивление теплопереходу у внутренней поверхности .......................
внутренний фактурный слой 10 мм . . . . слой пенобетона 200 мм.................
железобетонная плита 40 мм.............
керамическая облицовка 10 мм...........
сопротивление теплопереходу у наружной
поверхности ..........................
сопротивление тёплопередаче ...........
7?в = 0,133 7?! = 0,01:0,8 =0,012 Т?2 = 0,2 10,21 - 0,952 7?3 = 0,04:0,9 -= 0,044 = 0,01:0,75 - 0,013
₽н = 0,050
7?0 = 1.204
б) Панель толщиной 310 мм (левая часть рис. VIII.1).
У этой панели слой пенобетона увеличен на 50 мм, следовательно, ее сопротивление теплопередаче будет:
Ro = 1,204+ 0,05 :0,21= 1,442 м2 час град {ккал.
♦ * *
Наружные ограждающие конструкции зданий для обеспечения надлежащих теплозащитных качеств должны иметь сопротивления теплопередаче, не меньшие нормируемых (/?JP). Величины нормируемых сопротивлений теплопередаче устанавливаются на основании указаний СНиП (глава II-B.3, § 3).
Величина 7?JP зависит от следующих факторов: 1) климатических условий данной местности, оцениваемых величиной расчетной зимней температуры наружного воздуха tB, 2) температуры воздуха в ограждаемом помещении tB, 3) назначения здания (жилое, общественное, производственное); 4) характера ограждения (стены, покрытия, перекрытия); 5) массивности ограждения.
Величины /?JP для наружных стен различных зданий и при разных расчетных температурах наружного воздуха даны в табл. VIII.4. В табл. VI1I.5 даны величины для покрытий и чердачных перекрытий. Данные табл. VIII.4 и VII 1.5 соответствуют «легким» ограждениям; для ограждений «средней массивности» величины /?JP , приведенные в этих таблицах, уменьшаются умножением их на коэффициент 0,9.
Большинство ограждающих конструкций из сборного железобетона относится к категории легких. К кате-
Таблица VIII.4
Значения /?^Р для «легких» наружных стен
Расчетная температура наружного воздуха /н в град. Здания жилые и здания общественные с повышенными санитарно-гигиеническими требованиями при / =18° Общественные здания и помещения с нормальным температурно-влажностным режимом при =18° Производственные здания и помещения
отапливаемые, с влажностью внутреннего I воздуха от 50 до 60 % при t= 15° отапливаемые, с влажностью внутреннего воздуха не выше 49 % при /в=15° с избыточными тепловыделениями и с влажностью воздуха не выше 45% при tB-20°
Д/н= 6° 7° 8° 10° 12°
тр= 10,1° 8,8° 6,8° 4,7° 7,7°
— 5 —10 —15 —20 —25 -30 —35 -40 -45 —50 0,61 0,75 0,88 1,01 1,15 1,28 1,42 1,55 1,68 1,82 0,52 0,64 0,75 0,87 0,98 1,Ю 1,21 1,33 ,1,44 1,55 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00 1,10 1,20 1,30 0,32 0,40 0,48 0,56 0,64 0,72 0,80 0,88 0,96 1,04 0,33 0,40 0,47 0,54 0,60 0,67 0,74 0,80 0,87 0,94
Примечания. 1. В табл. VIII. 4 Д^11 — нормируемый температурный перепад между температурой внутреннего воздуха и температурой внутренней поверхности ограждения, принятый по СНиП (глава П-В.З, § 3).
2. Тр — точка росы внутреннего воздуха, т. е. та температура, при которой начинается выпадение конденсата на поверхности, имеющей эту температуру.
_тр
3. Для промежуточных значений /*н величины Ro определяются интерполяцией.
гории ограждений средней массивности могут быть отнесены стены из бетонных или шлакобетонных блоков или „ из камней ячеистого бетона толщиной от 350 мм и бо-
лее.
s 3. РАСЧЕТ УТЕПЛЕНИЯ ОГРАЖДЕНИЙ В МЕСТАХ НАЛИЧИЯ В НИХ ТЕПЛОПРОВОДНЫХ ВКЛЮЧЕНИЙ
У - ]/у
Таблица VIII .5
Значения /?тор для <легких> бесчердачных покрытий
Расчетная температура наружного воздуха в град. Здания жилые и здания общественные с повышенными санитарно-гигиеническими требованиями при t = 18° Общественные здания и помещения с нормальным температурно-влажностным режимом при f = 18° Производственные здания и помещения
отапливаемые, с влажностью внутреннего воздуха от 50 до 60% при t = 15° отапливаемые, с влаж-1 ностью внутреннего воздуха не выше 49% при fB = 15° с избыточными тепловыделениями и с влажностью воздуха не выше 45% при 'в - 2°°
4,5° 5,5° 7° 8° 12е
- 5 0,82 0,67 0,46 0,40 0,33
—10 1,00 0,81 0,57 0,50 0,40
—15 1,18 0,96 0,68 0,60 0,47
—20 1,35 1.Ю 0,80 0,70 0,54 .
—25 1,53 1,25 0,91 0,80 0.60
-30 1,71 1,40 1,03 0,90 0,67
-35 1,89 1,54 1 14 1.00 0,74
-40 2,06 1,69 1,26 1.10 0,80
-45 2,24 1,83 1,37 1,20 0,87
-50 2,42 1,98 1,48 1,30 0,94
Примечание. Для чердачных перекрытий приведенные в
ТО
табл. VIII. 5 величины R он должны быть уменьшены умножением их на коэффициент:*
для легких перекрытий..................... 0.9
для перекрытий средней массивности . . ; и,81
Для перекрытий над холодными подпольями величина ₽оР определяется по формуле
/?;р = о,о40 (*в-?н). (VHI.3)
Для перекрытий над холодными подвалами величина определяется по формуле
= 0,032 (VIII. 4)
Пример VIII.2. Требуется определить, при каких расчетных температурах наружного воздуха возможно применение стеновых панелей, рассмотренных в примере 1.
Так как наружные стены собираются из панелей двух разных толщин, то теплозащитные качества стены оценивают по более тонкой панели, имеющей /?о= 1,204 м2час град/ккал, что соответствует (по табл. VII 1.4): для жилых зданий /н=—27° (Кемь, Мичуринск, Тамбов, Эльтон и др.); для общественных зданий =—35° (Бийск, Верхотурье, Николаевск-на-Амуре, Тюмень и ДР)-
Пример VIII. 3. Требуется определить, какое сопротивление теплопередаче должно иметь перекрытие над холодным подвалом в жилом доме в Москве?
Для Москвы, по данным СНиП, расчетная зимняя температура /н=—26°. В жилых помещениях /в=18°. По формуле (VIII.4) получим:
₽JP - 0,032 (18 + 26) = 1,41 м2 час град/ккал.
§ 3. РАСЧЕТ УТЕПЛЕНИЯ ОГРАЖДЕНИЙ В МЕСТАХ НАЛИЧИЯ В НИХ ТЕПЛОПРОВОДНЫХ ВКЛЮЧЕНИИ
Наличие в отдельных местах ограждающих конструкций теплопроводных включений может привести к значительному понижению температуры на внутренней поверхности ограждения против таких включений и образованию в этих местах конденсации влаги, что недопустимо. Такими теплопроводными включениями могут быть: ребра железобетонных панелей, элементы железобетонного каркаса, поперечные стенки пустотелых бетонных камней, растворные швы в тонких стенах из легкобетонных блоков и пр. Участки ограждающих конструкций, где имеются теплопроводные включения, должны иметь теплоизоляцию, обеспечивающую на внутренней поверхности ограждения в этих местах температуру не ниже точки росы (тр) внутреннего воздуха (значения тр для различных зданий приведены в табл, VIII.4).
Температура внутренней поверхности ограждающей конструкции при отсутствии в ней теплопроводных включений определяется по формуле
zB=lB-'±=^fitB. (VIII. 5)
^0
где/в и /н—температура внутреннего и наружного воздуха в град.;
Ro — сопротивление теплопередаче ограждения в м2час град/ккал\
/?в —сопротивление теплопереходу у внутренней поверхности в м2час град/ккал.
Пример VII 1.4. Требуется определить температуру на внутренних поверхностях панелей, приведенных на рис. VIII.1 и рассмотренных в примере 1, при температуре внутреннего воздуха /в=18° и наружного /н=—30% По формуле (VIII.5) и по данным примера 1 получим температуры:
на внутренней поверхности панели толщиной 260 мм
18 4- 30
Тв=18“~Т204 °'133 = 18—5‘3= 12’7*;
на внутренней поверхности панели толщиной 310 мм
тв= IS — 0,133 — 18—4,5 = 13,5* .
Для определения температуры на внутренней поверхности ограждающей конструкции в местах наличии в ней теплопроводных включений производят расчет температурного поля конструкции в этих местах. Расчет плоского температурного поля делается следующим образом, В месте наличия теплопроводного включения на сечение ограждения, перпендикулярное направлению, по которому не изменяется его структура, накладывают квадратную сетку с расстояниями Д между ее узлами (рис. VIII.2). Сетку накладывают таким образом, чтобы направление одних нитей ее было параллельно поверхностям ограждения и крайние нити сетки по возможности совпадали с этими поверхностями. Расстояния между узлами сетки Д выбирают таким образом, чтобы узлы сетки по возможности располагались в наиболее характерных точках сечения, в которых желательно определить температуру. Чем меньше будет величина Д, тем точнее будет расчет.
Расчет температурного поля сводится к определению температур во всех узлах сетки. Эти температуры вычисляют по следующим формулам:
12*
ГЛАВА VIII. ТЕПЛОИЗОЛЯЦИЯ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
180
1) Если узел, в котором определяют температуру, и четыре соседних с ним узла сетки лежат в области одного и того же материала, то температуру этого узла cx,y (рис. VIII.2) вычисляют по формуле
0-4-О.5Д
(VIII.8)
(VIII. 6)
Рис. VIII.2. Квадратная сетка, наносимая на сечение ограждения для расчета температурного поля
где
/в — температура воздуха около поверхности ограждения;
/(в — коэффициент теплопередачи • между воздухом и узлом с температурой т ху.
Величину Кв вычисляют по формуле
Ка= R&+R, ' где — термическое сопротивление между поверхностью ограждения и узлом с температурой т* у ; RB — сопротивление теплопереходу у этой поверхности.
Следует указать, что формула (VIII.8) применима А А
только при о< — • При о> — температуру тху вычисляют по формуле (VIII.7) с заменой в ней К х_4 на Кв и температуры на температуру воздуха около поверхности (/в).
4) Если узел, в котором определяется температура, лежит на поверхности ограждения, то температуру этого узла т (рис. VII 1.2) вычисляют по формуле
2) Если узел, в котором определяется температура, и четыре соседние с ним узла сетки лежат в области двух или нескольких различных материалов, то температуру этого узла у (рис. VII 1.2) вычисляют по формуле
_ КХ—2 Т2^~ %Х—3 Тз+ ^Х—4 (VIII 7)
где
0,5(^_8+^_10)+/Сж_9+а ’ ( ’
а—коэффициент теплоперехода воздух — поверхность;
1 а~ R,
Кх-4^— коэффициенты теплопередачи между узлом с температурой Хху и соседними узлами.
Коэффициенты теплопередачи между узлами сетки вычисляют по формуле
где /С
1 К~ R ’
где R — термическое сопротивление части ограждения шириной Д, лежащей между этими узлами.
Если между узлами находится только один материал, то коэффициент теплопередачи между этими-узлами определяют по формуле
К
*=-
где X — коэффициент теплопроводности материала, находящегося между этими узлами.
3) Если узел, в котором определяют температуру, лежит около одной из поверхностей ограждения на расстоянии д м от нее, то температуру этого узла (рис. VII 1.2) вычисляют по формуле
<Э+0,5Д
Ь Кх-5 'б+Кх-б 1:6+
Т<1У= д+0,5Д '
^х-5-ЬКх-в +
хл
или
1 а =---- .
Rh
5) Если узлы сетки не лежат на поверхности ограждения, то температуру поверхности против соответствующих узлов тпв (рис. VIII.2) вычисляют по формуле (хх,у)^в ТПВ ----------------- ‘в
(VIII. 10)
Температуры тпв вычисляют после окончания расчета температурного поля.
Составив расчетные формулы для всех узлов сетки, задаются вероятными значениями температур во всех узлах сетки. После этого по полученным формулам последовательно просчитывают температуры всех узлов сетки, заменяя в них принятые температуры, получен-ны^цпо расчету (1-е приближение); такие пересчеты повторяют до тех пор (последовательные приближения), пока температуры во всех узлах сетки не будут удовлетворять соответствующим им формулам с точностью до 0,1°. Чем более близки предварительно принятые температуры к действительным, тем скорее заканчивается расчет.
Пример VII 1.5. Требуется произвести расчет температурного поля стыка стеновых панелей, приведенных на рис. VIII.1 при температурах воздуха: внутреннего /в=18° и наружного tH=—30°.
§ 3. РАСЧЕТ УТЕПЛЕНИЯ ОГРАЖДЕНИИ В МЕСТАХ НАЛИЧИЯ В НИХ ТЕПЛОПРОВОДНЫХ ВКЛЮЧЕНИЙ
181
Для расчета температурного поля накладываем на горизонтальное сечение стыка квадратную сетку с расстояниями между узлами Д=0,05 м (рис. VII 1.1). Верхние узлы сетки совпадают с наружными поверхностями панелей, а нижние узлы отстоят от внутренней поверхности стены на 0,01 м.
Коэффициенты теплопроводности материалов панелей приведены в примере 1. Стык между панелями заполнен теплым раствором с коэффициентом теплопроводности X =0,6 ккал/м час град.
Узлы сетки, помеченные на рис. VII 1.1 одинаковыми номерами, имеют одну и ту же расчетную формулу. В узлах без номеров температура т0 вычисляется непосредственно по формуле (VII 1.6).
Ниже приводится вывод расчетных формул для наиболее характерных узлов сетки.
Узел 1. Теплопередача к соседним узлам, имеющим также номер /, происходит по керамической облицовке и по бетону панели. По керамической облицовке коэффициент теплопередачи будет К= тЧт- в 15; по бетону 0,05
0,9
К= =18. Так как по облицовке теплопереда* UtUO
ча происходит по полосе шириной 10 млс, а по бе-
тону— по полосе шириной 25—10=15 alm, то i =
15-104-1815
Термическое сопротивление между узлами 1 и 3 будет:
0,01 0,04
^i-3-0 75 + о,9
а коэффициент теплопередачи
^1“3 = 0,058 =
= 0,058,
17,3.
Коэффициент теплопередачи к наружному воздуху будет
Так как узлы 1 лежат на поверхности ограждения, то для них по формуле (VIИ.9) получим следующую расчетную формулу
0,5-16,8 ( ч+т1)+1/’Отз’г2 н 0,5-16,8’2+17,3+20 “
=0,155 (tj+Tj) + 0,320т, +0,3704, где Tj и Tj — температуры соседних узлов, имеющих также № 1.
Узел 2. Имеем: К2—1 i =16,8; К 2—7 =К]_з =
=17,3; ан =20. По формуле (VIII.9) получим: 0,5-16,8^4-0,5- 17,Зт7+20/н = 0,5(16,8+17,3)+20 “
= 0,227ti + 0,233т7 + 0,5404 •
Узел 3. Имеем =17,3. К узлам 3 по-
лучим: по бетону Кбет=18 (см- Узел Л по пенобетону 0.21 .« 18+4,2 11 1
/Сп6 = 0Т5=” Кз"3" 2 -1”
К3_о =4,2. По формуле (VIII.7) получим:
а
11»* » тз J “г1> ZTo
Тз= 11,1-2+17,3+4,2 = 0,254 (Т3+Т3) +0,396^! + 0,096тв.
Узел 6. Имеем: Кб_5=18; =17,3. Теплопере-
дача к узлу 7 идет по полосе шириной 10 мм, включающей керамику; термическое сопротивление ее будет
0,01 0,04
Я = тЬг4--Ч- = 0,064, 0,9 0,75
коэффициент теплопередачи
к6_7 = 2^±^ = 17>5;
18-35+17,3-15
*6-9 =-------50---------17’8’
По формуле (VIII.7) получим
18т5+17,3^+17,5г7+17,8т9
Сб~ 70,6 “
= 0,255т5 + 0,245^+0,248т7+0,252т9.
Узел 7. Имеем: К7_6=17,5; К7_2=17,3;
К7-1 = 16,8; Я7_10 = 17,3; ан = 20.
По формуле (VIII.9) получим:
_ 17,5т8+0,5 • 17, Зт2+0,5 -16,8т7+17, Зт1о+2О4
' 71,85 ~
= 0,244т6 + 0,120т2 + 0,117т! + 0,241т10 + 0,278/н.
Узел 19. К соседним узлам 19 теплопередача происходит по полосе пенобетона шириной 25 мм с Апб = 4,2 и по полосе фактурного слоя шириной 10 мм 0,8
с Кфак= 7Т7" = следовательно, учитывая, что Д=
, 4,2.25+16.10
=50 мм, получим К19_19 =---------—------=5,3. К19_о=
=4,2. Термическое сопротивление между узлом 19 и внутренним воздухом Я 19_в=^у 4-0,133=0,145, а коэффициент теплопередачи К19_в = =6,9.
0,145
По формуле (VIII.7) получим1:
5,3 (т1э+т19) +4,2т0 4- 6,9/в
Tig == ——— ----------- —=
21,7
= о,244 ( т;9+т;9) + о, 194т0 + 0.3I8L
Для остальных узлов сетки расчетные формулы будут:
узел 4\ т4 = 0,193(т3 4- т8) + 0,301^ +0,313т5;
. 5; т5 = 0,252 (т4-+ т0 + т6) + 0,244тх;
т8 = 0,250 (тверх 4- тнижн)4-0,095тлев4~0,405тправ
, Р; т9 = 0,266т0 + 0,264т6 + 0,230т]0 4- 0,240тп;
1 Формула (VIII.8) в данном случае неприменима, так как
между узлами 19 находятся два различных материала.
ГЛАВА VIII. ТЕПЛОИЗОЛЯЦИЯ НАРУЖНЫХ ОГРАЖДЕНИИ
i82
tn*~3Q
\гвр
28,0
___-185 -18J5 -^8,7 -18Р - 18p -19p yi9p/- ipo - 1Ор -10? -40,9 - lip - 12p \l-V/
1..4L
209-
45,0 459
-.2,7 -2,8
9,7 }10р.
\25Jt -,25,5 -\25р . 26,7
•7р jff,8
/ер и<г №
9,6
2,7
.13,5 jty
!2,7 \l2p 41,5 .101 &1 7,4i|:; 131 '128 420X103 198 82
6? 8,8 flB wp
13,2
у *' ' '*Д* i-'ф.’ .м>’•' * С' •* " m'r -
7,8 |S£ \10p 4ip У/гр T/2> Ьг/ 12,7 800 -----------------------------------------------».
tg = W
Рис. VIII.3. Результаты расчета температурного поля стыка двух железобетонных стеновых панелей
Узел 10\ х10 - О,235ч + 0,263т7 + 0,274т5 + 0,228т 12;
• 77; тц = 0,256 (тверх 4- тнижн) +в0,283то + 0,205т12;
. 12} т12 = 0,246j(TBepx + тни ) + 0,213тп + 0,295то;
• 13\ т1з = 0,250 (тверх+тнижн)+0,405‘Слев-|-0,095тГ1рав
• 74;т14 = 0,363 (т8 4- Чб) +0,137 Гт0 + т19);
, /5; т15 = 0,250 (тправ + тлев)]+ 0,405то + 0,095т19;
. 16} т1б = 0,248т15 + 0,362тп + 0,244т17 + 0,14бт20;
. 77; т17 = 0,241т16 + 0,333т12 + 0,246т15 + 0,180та1;
• 7<9; т18 = 0,363 (т15 + т13) + 0,137 (т0 + т19);
, 20} т20 - 0,202т19 + 0,248т16 + 0,288т21 + 0,2б2гв;
’ . 27;т21 = О,272тао + 0,290т17 + 0,190т1Э + 0,248/в.
Для вычисления температур на внутренней поверхности стены против узлов 19—21 имеем
*»=^»6.9и«,= 0-^-=7.5.
По формуле (VI 11.10) получим
Ч.в = <в~ (<в~Т1а)6'9- = 0.92г19 + 0,08<„ /, о
Результаты расчета температурного поля приведены на рис. VIII.3. Во всех узлах сетки температуры с точностью до 0,1° удовлетворяют приведенным выше расчетным формулам. В крайних вертикальных нитях сетки температуры соответствуют распределению температуры в панелях при отсутствии в них теплопроводных включений. При этом перепад температуры между отдельными узлами пропорционален величинам термических сопротивлений между этими узлами.
Расчет температурного поля показывает, что в месте стыка панелей температура внутренней поверхности стены падает до 7,8°. Эта температура ниже точки росы внутреннего воздуха как жилых, так и общественных зданий (см. табл. VIII.4). Следовательно, на внутренней поверхности стен против стыков будет образовы
ваться конденсат, т. е. в этих местах стены будут отсыревать. Это указывает на недостаточную теплоизоляцию стыков панелей. Влияние стыка на температуру внутренней поверхности стены распространяется на вертикальную полосу шириной 800 мм (рис. VII 1.3).
Расчет температурного поля показывает, что стык панелей должен быть дополнительно утеплен; утепление может быть выполнено прокладкой между внутренней
[7,5-
lOprfUjwOfiWOfiyflOl
н,1 iii/ liop Ifip
8l\iip-\iip 41? Теп лоизопяция ------------- 220—
Рис. VIII.4. Температурное поле стыка панелей при наличии дополнительного утепления стыка
поверхностью стены и ребрами панелей теплоизоляционного материала, как это показано на рис. VIII.4. Для этого пенобетон в панелях не должен доводиться до краев ребер, а в образовавшееся углубление в стыке панелей следует при сборке закладывать теплоизоляционный материал, в качестве которого можно рекомендовать пенобетон объемным весом 400 кг)м* или газостекло, изготовляемые в виде плит толщиной 50 мм с фактурным слоем 10 мм и шириной, равной 220 мм.
Рис. VIII.4 показывает, что при таком утеплении стыка панелей минимальная температура внутренней поверхности стены у стыка равна 10,8°, т. е. на 0,7° выше точки росы внутреннего воздуха жилых помещений (см. табл. VIII.4). Следовательно, рекомендуемое утепление стыка гарантирует стену от конденсации влаги на ее внутренней поверхности. Приведенные на рис. VIII.4
183
ЛИТЕРАТУРА
температуры в узлах сетки в районе стыка получены повторным расчетом температурного поля при наличии утепления стыка.
Трудоемкая работа по расчету температурных полей резко упрощается при применении для такого расчета электроинтегратора системы Гутенмахера.
ЛИТЕРАТУРА
1. Строительные нормы и правила (СНиП), глава П*В.З «Строительная теплотехника» (2-е, исправленное издание), Гос-«тройиздат, 1958.
2. Строительные нормы и правила (СНиП), глава II-B.4. «Нормы проектирования ограждающих конструкций» (2-е, исправленное издание), Госстройиздат, 1958.
3. Ушков Ф. В., Теплотехнические свойства крупнопанельных стен, Госстройиздат, 1956.
4. Ф о к и н К. Ф. Строительная теплотехника ограждающих частей зданий, изд. 3-е, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
ГЛАВА IX
ЗВУКОИЗОЛЯЦИЯ ВНУТРЕННИХ ОГРАЖДЕНИЙ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
§ 1. НОРМЫ звукоизоляции.
. КРИТЕРИИ ДЛЯ ОЦЕНКИ И КОНТРОЛЯ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ
Различают два основных способа передачи шума через ограждение:
а) шум, распространяющийся по воздуху, — «воздушный шум»; примером может служить передача шума через перегородки и стены; источниками воздушного шума являются: разговор, радиолы, телевизоры и т. п.
б) шум, распространяющийся по телу конструкции ограждения, — «ударный шум»; примером может служить передача шума через междуэтажное перекрытие; источником ударного шума являются: ходьба людей, •передвижение мебели, работа оборудования и т. п.
Надежность ограждения в отношении защиты от шума оценивается его звукоизолирующей способностью R, выражаемой в децибелах (Об).
Звукоизолирующая способность ограждений от воздушного шума определяется разностью уровней звукового давления, воздействующего на ограждение и прошедшего через него. Математически уровень звукового давления L определяется формулой
L = 2o4-> (XI.1)
где L — уровень звукового давления в дб\ Р — данное звуковое давление в дб\ PQ — стандартное пороговое звуковое давление, от которого производят отсчеты; это звуковое давление принимается равным 2,КГ“4бара; оно близко к минимальному еще ощутимому ухом звуковому давлению для чистого тона с частотой, равной 1 000 герц (гц).
Звукоизолирующая способность ограждения от воздушного шума характеризует степень ослабления энергии звука при прохождении его через данное ограждение. Звукоизолирующая способность ограждения зависит от спектрального состава шума и поэтому определяется для разных полос спектра по формуле
R=L1-L2+ 101g (XI.2)
где L\—средний уровень звукового давления в дб в данной полосе частот (от 100 до 3 200 гц) в помещении с источником звука;
А2— средней уэовень звукового давления в дб в данной полосе частот в изолируемом помещении;
S — площадь ограждения в м2, изолирующая способность которого определяется;
А — действительное звуковое поглощение изолируемого помещения в сэбинах.1
Наше ухо обладает способностью одинаково реагировать не на абсолютные, а на относительные изменения частоты. Так, увеличение любой частоты вдвое всегда приводит к ощущению повышения тона на определенную величину, называемую октавой. Весь диапазон слышимых звуков содержит примерно девять октав. Практически при решении задач звукоизоляции наиболее важным являются шесть октав — от 100 до 3 200 гц. Пределы частот в полосе октав составляют: 75—150; 150—300; 300—600; 600—1 200; 1 200—2 400; 2 400—4 800 гц. Среднегеометрические частоты соответственно составляют: 100; 200; 400; 800; 1 600 и 3 200 гц.
Критерием для оценки требуемой звукоизолирующей способности ограждений от воздушного шума служит нормированная частотная характеристика ограждения в диапазоне звуковых частот от 100 до 3 200 гц (частотная характеристика ограждения характеризует его звукоизолирующую способность по отношению к звукам разной частоты). Нормированная частотная характеристика звукоизолирующей способности ограждения от воздушного шума зависит от назначения изолируемых помещений, а также от требований, предъявляемых к ограждению в звукоизоляционном отношении.
Нормированные частотные характеристики звукоизолирующей способности ограждений от воздушного шума приведены на графиках рис. IX.1.
Для акустически^ однородных ограждений их способность ослаблять шум оценивается средней звукоизолирующей способностью 7?ср, под которой понимают усредненное значение звукоизолирующей способности ограждения в диапазоне частот от 100 до 3 200 гц, определяемое по формуле
₽i+₽2H-----(IX.3)
КсР =--------------- »
п
где Кп— звукоизолирующая способность ограж-
дения в отдельных полосах частот;
п — количество полос частот спектра шума.
К акустически однородным конструкциям, кроме сплошных, состоящих из одного материала, относятся также конструкции, состоящие из нескольких однородных
1 Сэбин — единица измерения звукового поглощения; соответствует поглощению звуковой энергии 1 м2 открытого окна» поглощение которого принимается равным 100%.
§ 2. ЗВУКОИЗОЛИРУЮЩИЕ И ЗВУКОПОГЛОЩАЮЩИЕ МАТЕРИАЛЫ
185
или разнородных материалов, жестко связанных между собой.
К акустически однородным ограждениям нельзя относить стены и междуэтажные перекрытия, состоящие из элементов, соединенных между собой стойками или ригелями, расположенными на расстоянии более чем 50 см.
Звукоизоляция (помещений от ударного шума характеризуется степенью ослабления ударного шума
Рис. IX.1. Нормированные частотные характеристики звукоизолирующей способности ограждений от воздушного шума
1 — стены, перегородки и перекрытия, разделяющие квартиры в жилых домах, а также операционные в больницах (J?f=48 дб)‘, 2 — перегородки и перекрытия, разделяющие классы в школах, жилые комнаты в общежитиях и
гостиницах (/? =44 дб); 3 — перегородки, разделяющие палаты — в больницах и кабинеты— в административных
зданиях (₽ср=42 дб); 4 — перегородки, разделяющие жилые комнаты в жилых домах и в административных зданиях (Дср=40 дб)
ударного шума зависит от спектрального состава шума и поэтому определяется для разных полос звукового спектра. Для возможности сравнения различных вариантов конструкции перекрытия в звукоизоляционном отношении средний уровень звукового давления Ln (в полосе частот шириной в 1 октаву) под перекрытием приводят к эталонному звуковому поглощению Ло, равному для жилых комнат и обычных помещений культурно-бытовых зданий 10 сэбинам, и определяют по формуле
L„ = L-101g4L. (IX.4)
А
где L — средний уровень звукового давления в дб под междуэтажным перекрытием в данной полосе частот при работе стандартной топальной машины, установленной на перекрытии;
Ло—эталонное звуковое поглощение, равное 10 сэбинам;
1 Стандартная топальная машина имеет пять молоточков, расположенных в ряд, и производит 10 ударов в секунду; эффективная масса каждого молоточка машины равна 500 г. Головка молоточка, ударяющая по полу перекрытия, выполняется из стали или латуни. , >
А — действительное звуковое поглощение в изолируемом помещении в сэбинах.
Критерием для оценки звукоизоляции помещений от ударного шума служат приведенные нормированные спектры звука в диапазоне частот от 100 до 3 200 гц, возникающего под перекрытием при работе стандартной топальной машины, установленной на полу перекрытия.
Рис. IX.2. Нормированные приведенные спектры звуковых давлений под междуэтажными перекрытиями от ударного шума
1—для перекрытий в жилых домах, гостиницах, общежитиях, над операционными в больницах; 2 — для перекрытий в учебных зданиях — над классами, аудиториями, кабинетами; в административных зданиях — над кабинетами и конторскими помещениями; в больницах — над палатами
Нормированные частотные характеристики звукоизолирующей способности ограждения от ударного шума приведены на графиках рис. IX.2.
§ 2. ЗВУКОИЗОЛИРУЮЩИЕ
И ЗВУКОПОГЛОЩАЮЩИЕ МАТЕРИАЛЫ
И УСЛОВИЯ ИХ ПРИМЕНЕНИЯ В СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
Применяемые в строительстве акустические материалы дифференцируются на:
а) звукоизолирующие материалы — для снижения уровня звукового давления, главным образом при изоляции помещений от ударного шума;
б) звукопоглощающие материалы — для ослабления уровня звукового давления, главным образом от воздушного шума, в изолируемом помещении.
Применяемые в сборных железобетонных перекрытиях звукоизолирующие прокладки приведены в табл. IX. 1.
Применяемые для звукоизоляции от ударного шума прокладки обладают различным звукоизолирующим эффектом для звуков разной частоты. Поэтому их применение необходимо увязывать с спектральной характеристикой ударного шума, от которого защищается данное помещение. В § 4 настоящей главы приводятся данные о звукоизолирующем эффекте некоторых материалов в различных конструкциях междуэтажных перекрытий.
Звукопоглощающие материалы и конструкции применяют для ослабления уровня звукового давления в помещениях в виде внутренней облицовки стен и потолка изолируемых помещений. Звукопоглощающие материалы и конструкции для отделки помещений различного назначения выбирают с учетом спектра шума, от которого изолируется помещение. В табл. IX.2 приведены данные о некоторых звукопоглощающих материалах и конструкциях.
ГЛАВА IX. ЗВУКОИЗОЛЯЦИЯ ВНУТРЕННИХ ОГРАЖДЕНИИ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
186
Таблица IX.i
Таблица IX .3
Звукоизолирующие прокладки
№ п/п Наименование звукоизолирующих материалов Объемный вес материала в kzim' Требуемая толщина ‘ прокладки в мм
1 Гофрированные древесно-волокнистые плиты 200—250 25
2 Маты, обернутые изоляционной бумагой и прошитые шпагатом, из стеклянной ваты 50—100 25—30
3 То же, из минеральной ваты 120—150 25—30
4 Минеральный войлок на фенолформальдегидной связке 300—350 25—30
5 Плиты .кордин* 300 30—35
6 Древесно-волокнистые мягкие плиты . 200—250 25
7 Минераловатные плиты типа КЧ . . 300—350 30
8 Асбестоцементные плиты 300-350 30
9 Засыпка из шлака с размером зерен 5—15 мм 800-900 60—80
10 Засыпка из песка 1 600—1 700 60—80
Таблица IX.2
Коэффициент звукового поглощения некоторых материалов
№ п/п Наименование материалов Толщина в мм Объемный вес в кг'<м3 Коэффициент поглощения на средних частотах
1 Древесно-волокнистые плиты гладкие 25 200—250 0.4
2 Древесио-волокнистые плиты перфорированные 25 150—200 0,5
3 Древесно-волокнистые плиты РОСНИИМСа 25 200—270 0,45
4 Вермикулит (или зонолит) . . 30 320—350 0,18
5 Пемзолитовая штукатурка . . 30 1 100—1 200 0,4
6 Акустическая штукатурка ЦНИПС 30 800 0,45
1 7 Мипора (НИКФИ) 50 15—17 0,6
§ 3. РАСЧЕТ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ ПОМЕЩЕНИИ ОТ ВОЗДУШНОГО ШУМА. КОНСТРУКЦИИ СТЕН
И ПЕРЕГОРОДОК
Звукоизолирующую способность слоистых железобетонных ограждений определяют, как правило, экспериментальным путем.
Полученную при испытаниях частотную характеристику звукоизолирующей способности ограждения от воздушного шума сравнивают с нормированной частотной характеристикой (см. § 1).
Выбранная конструкция удовлетворяет нормам в том случае, если усредненное значение отклонений экспериментальной кривой от нормированной в сторону уменьшения не превышает 2 дб, а отклонение в любой октаве не превышает 8 дб. При этом отклонения кривых в сторону увеличения звукоизолирующей способности не учитываются.
Нормы звукоизолирующей способности ограждений от воздушного шума
Наименование зданий Наименование ограждений Требуемая звукоизолирующая способность от воздушного шума в дб
Жилые здания Общежития Г о с т и н и-ц ы Учебные заведения Больницы Административные здания а; Межквартирные стены и перегородки, отделяющие квартиры от соседних помещений б) внутриквартирные перегородки . . в) междуэтажные перекрытия .... а) Стены и перегородки, разделяющие жилые комнаты б) стены и перегородки, отделяющие жилые комнаты от других помещений в) междуэтажные перекрытия .... а) Стены и перегородки, разделяющие номера б) стены и перегородки, отделяющие номера от санитарных узлов общего пользования, лестничных клеток, помещений вспомогательных и общественного пользования в) междуэтажные перекрытия, разделяющие номера г) междуэтажные перекрытия, разделяющие номера и подсобные помещения а) Стены и перегородки, разделяющие классы и аудитории б) стены и перегородки, отделяющие классы, аудитории, читальные залы от других помещений в) междуэтажные перекрытия, разделяющие классы .......... г) междуэтажные перекрытия отделяющие классы от других помещений а) Стены и перегородки, разделяющие палаты 6) стены и перегородки, отделяющие палаты и кабинеты врачей от других помещений в) стены и перегородки, отделяющие операционные от других помеще-НИЙ г) междуэтажные перекрытия, разделяющие палаты и отделяющие палаты от других помещений .... д) междуэтажные перекрытия, отделяющие операционные от других помещений а) Стены и перегородки, разделяющие соседние конторские помещения б) стены и перегородки, отделяющие кабинеты от соседних кабинетов и конторских помещений в) стены и перегородки, отделяющие кабинеты и конторские помещения от других помещений г) междуэтажные перекрытия .... 48 40 48 44 48 48 44 48 44 48 44 48 44 48 42 44 48 44 48 40 44 48 44
Среднее значение отклонений от нормированной кривой подсчитывают следующим образом: имеющиеся в отдельных полосах спектра отклонения суммируют, при этом отклонения в крайних полосах частот принимают в половинном размере. Полученную таким образом сумму отклонений делят на общее количество полос спектра; в диапазоне частот от 100 до 3 200 гц таких полос шесть.
§ 3. РАСЧЕТЫ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ ПОМЕЩЕНИЙ ОТ ВОЗДУШНОГО ШУМА
187
Пример. На рис. 1X3 приведены частотные характеристики звукоизолирующей способности стены: экспериментальная 1 и нормированная 2.
Отклонение в сторону уменьшения в данном случае имеет место в трех полосах частот: 800, 1 600 и 3 200 гц. Величины отклонения составляют соответственно 1, 2 и 4 дб. Усредненное отклонение составляет
= 0,8дб'.
Рис. IX. 3. Сравнение измеренной частотной характеристики звукоизолирующей способности ограждения от воздушного шума с нормированной
Полученное усредненное отклонение меньше 2дб*; это свидетельствует о том, что данная стена удовлетворяет требованию норм звукоизоляции от воздушного шума.
Конструкция считается удовлетворяющей нормам в том случае, когда расчетные значения звукоизолирующей способности ограждения не менее значений, указанных в табл. IX.3.
Среднюю звукоизолирующую способность акустически однородных ограждений от воздушного шума определяют по формулам:
а) при весе, равном или менее 200 кг/м2 :
ЯсР z= 13,51g Р 4-13 дб'. (IX .5)
б) при весе, превышающем 200 кг/м2 :
#ср = 23 lg Р — 9 dtf: (IX.6)
На рис. IX.4 приводится графическое изображение зависимости средней звукоизолирующей способности ограждения от его веса.
При определении веса 1 м2 ограждения не учитывается вес железобетонных балок и ребер, а также вес частей ограждения заделываемого в несущие конструкции здания.
Найденное по формулам (1Х.5 и IX.6) значение средней звукоизолирующей способности сравнивается с требуемой звукоизолирующей способностью, приведенной в табл. IX.3.
Среднюю звукоизолирующую способность двойной стены или перегородки со сплошной воздушной прослойкой определяют по формуле
* Этот критерий установлен международной организацией по стандартизации и в Германских нормах по звукоизоляции зданий.
₽ср « 13,5Р 4- 13 + Д₽, (IX .7)
где ДД —звукоизолирующий эффект воздушной прослойки, значения которого приведены в табл. IX.4.
Таблица IX.4
Значения А/?, учитывающие звукоизолирующий эффект воздушной прослойки
Толщина воздушной прослойки в см 3 4 5—6 7—8 9—10
Значение AJ? в дб 1 3 5 6 7
f Примечание. Наличие в однородных ограждающих конструкциях воздушных прослойков с диафрагмами, образующими жесткие связи, не повышает звукоизолирующую способность ограждений.
Рис. IX.4. Графики для подбора толщины акустически однородных стен и перегородок
а - Я = 13,51gP + 13 дб; б - R =23\gP-F — 9 дб
Таблица IX.1
Звукоизолирующий эффект некоторых конструктивных мер при решении ограждений
Конструктивные меры Звукоизолирующий эффект в дб
Облицовка с двух сторон акустически однородных ограждений сухой штукатуркой на относе 25—30 мм от стены или перегородки 3
Сплошные звукоизолирующие прокладки, укладываемые под конструкцию пола . . . 2
Полы по лагам, уложенным на звукоизолирующие прокладки 3
ГЛАВА IX. ЗВУКОИЗОЛЯЦИЯ ВНУТРЕННИХ ОГРАЖДЕНИИ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
188
Звукоизолирующую способность ограждений от воздушного шума можно повысить конструктивными мерами, приведенными в табл. IX.5.
а) 6)
Р- 300кг/м* Р= !70кг/мг
Звукоизолирующая способность ограждения от ударного шума Ln оценивается средним уровнем звукового давления под перекрытием в полосе частот шириной в 1 октаву, выраженным в децибелах. Сопротивление передаче ограждением ударного шума определяют по формуле
Ln = L - 10 lg , (IX. 8)
/1
Рис. XI.5. Стены и перегородки, удовлетворяющие требованиям звукоизоляции
где L — измеренный средний уровень звукового давления под перекрытием в дб в полосе частот шириной в 1 октаву;
Ао — эталонное звуковое поглощение, принимаемое для жилых и культурно-бытовых помещений равным 10 сэбинам;
А — измеренное звуковое поглощение в изолирующем помещении.
Для расчета звукоизоляции помещения от ударного шума необходимо иметь следующие данные.
а) Приведенный к эталонному поглощению спектр уровней звукового давления Ln,i (в диапазоне частот от 100 до 3 200 гц) под голой несущей плитой перекрытия, вызываемого работой установленной на ней стандартной тональной машины.
Значения приведенного спектра уровней звукового давления для некоторых применяемых в современном строительстве железобетонных плит перекрытия приводятся в табл. IX.6.
Таблица IX.6
а — бетонная оштукатуренная объемным весом 2 000 к? м*\ 6 — бетонная с сухой штукатуркой по деревянным брускам, с бетоном объемным весом до 2 иСО кг/м3\ в — слоистая из пенобетонных. пеносиликатных, гипсо-шлакобетонных плит с бетоном объемным весом 1 000 — 1 200 кг/м3\ г — слоистая из гипсо-шлакобетонных плит при заполнении воздушной прослойки минеральной ватой; д — слоистая из железобетонных панелей; е — слоистая из железобетонных плит с звукоизолирующим матом, расположенным с одной стороны
Приведенный спектр уровней звукового давления под плитой перекрытия
Вид несущей плиты
Приведенные уровни звукового давления в дб для частот в гц
200 | 400
800| 1 600
3 200
Конструкции стен и перегородок, удовлетворяющие требованиям звукоизоляции и индустриального строительства, приведены на рис. IX.5.
Железобетонная сплошная плита толщиной 120 мм при весе 280— 300 кг/м3.................... 68
То же, толщиной 50 мм при весе 110—130 кг/м3............... 76
Железобетонная плита с пустотами при весе 210—250 кг/м3 ... 68
73 75 79
§ 4. РАСЧЕТ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ ПОМЕЩЕНИИ ОТ УДАРНОГО ШУМА. КОНСТРУКЦИИ МЕЖДУЭТАЖНЫХ ПЕРЕКРЫТИИ
Междуэтажные перекрытия состоят из несущей плиты и конструкции пола. Несущая плита перекрытия бывает сплошной, пустотной, ребристой. Сплошная плита может быть железобетонной армошлакобетонной, армо-пенобетонной и др.; вес такой плиты составляет 180— 220 кг/м2. Пустотная и ребристая плиты представлены в современном строительстве многопустотными панелями, часторебристыми панелями и т. д.; вес таких панелей составляет 160—220 кг/м2.
Конструкция пола состоит из одежды (паркета, линолеума, релина, деревянного настила и т. д.), основания (легкого бетона, асфальтовой или цементной стяжки, полужестких и жестких древесноволокнистых плит и т. д.), звукоизолирующей прокладки и потолка (сухой штукатурки, акустических плит и т. д.).
В ряде конструкций некоторые из указанных элементов перекрытия могут совмещаться (например, основание под чистые полы и звукоизолирующий слой, потолок с несущей плитой и т. д.).
б) Звукоизолирующий эффект различных метериалов и конструкций пола &Ln в диапазоне частот от 100 до 3 200 гц, выраженный в децибелах; показатели звукоизолирующего эффекта для некоторых применяемых в настоящее время материалов и конструкций поло® приведены в табл. IX.7.
Приводимые в пп. 7—10 табл. IX.7 показатели звукоизолирующего эффекта конструкции пола даны без учета чистого пола (паркета, линолеума и др.). Для определения суммарного эффекта необходимо к табличным показателям добавлять звукоизолирующий эффект линолеума (п. 1) или паркета (п. 3).
Уровень звукового давления под перекрытием получают вычитанием из уровня звукового давления под голой несущей плитой Ln»i звукоизолирующего эффекта конструкции пола ДЬЛ, т. е.
(IX.9)
Полученный уровень звукового давления под перекрытием ® диапазоне частот от 100 до 3 200 гц (рис. IX.6) сравнивают с нормированным приведенным спектром уровней звукового давления (рис IX.2).
§ 4. РАСЧЕТ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ ПОМЕЩЕНИИ ОТ УДАРНОГО ШУМА
189
Таблица IX.7
Звукоизолирующий эффект материалов и конструкции полов для различных частот (ALn)
№ п/п Конструкция пола Звукоизолирующий эффект в об для частот в гц
100 | 200 400 800| 1 600 | 3 200
1 Линолеум — — 1 3 6 10
2 Линолеум по мягкой древесноволокнистой плите объем-ным весом .200—250 кгм3 . 1 4 12 28 46
3 Паркет на битуме — — — 2 5 12
4 Паркет по мягкой древесноволокнистой плите объемным весом 200—250 кг/м3, толщиной 12,5 мм 3 10 16 22
5 Паркет по твердой древесноволокнистой плите объемным весом 600 KzjM3, толщиной 10 мм 1 1 1
6 Двухслойные древесно-волокнистые плиты общей толщиной 12 мм (твердая 4 мм, мягкая 8 мм) 3 8 18 20 20
7 Плавающий пол из стяжки, уложенной по толю ’ на сплошной упругой прокладке: 4 11 18 26 32 38
8 а) стяжка цементная толщиной—35 мм, асфальтовая толщиной—30 мм . . б) прокладка—маты из стеклянной или минеральной ваты объемным весом 200—250 кг/ж3 в сжатом виде толщиной 15 мм Плавающий пол на упругой прокладке из мягкой древесно-волокнистой необжатой плиты толщиной 12,5 мм . . 5 10 18 22
9 Плавающий пол из гипсоволокнистых плит по стеганым матам из минеральной ваты 7 10 16 24 31 32
10 Плавающий пол из гипсоволокнистых плит толщиной 50 мм и весом 45 кг/м*. Маты толщиной 40 мм из минеральной ваты в необ-жатом виде объемным весом 200 кг/ж3 5 9 14 23 22 33
11 Деревянный пол на лагах; под лагами прокладки из мягких древесно-волокнистых плит толщиной 25 мм (2—4 шт. 1 м2) ... . 2 8 17 26 32 38
12 Деревянный пол на лагах; под лагами упругие прокладки в виде лент из матов 4 10 18 26 33 39
Средне - геометрическая частота в ги
Рис. IX.6. Суммирование приведенных уровней звукового давления от ударного шума под перекрытием
1 — приведенный уровень звукового давления для голой несущей плиты (Ln j); 2 — звукоизолирующий эффект конструкции пола (&Ln у 3 — приведенный уро-вень^звунового давления для перекрытия "в целом при наличии упругих прокладок (/д^
aJ
г)_________________________________________
Различные акустические расчетные схемы междуэтажных перекрытий, применяемые при проектировании звукоизоляции от ударного шума, приведены на рис. IX.7.
Междуэтажные перекрытия без специальных мер звукоизоляции от ударного шума применяются в зданиях (промышленных и др.), к которым не предъявляются требований по звукоизоляции.
Экспериментальная проверка и практика эксплуатации зданий показала, что нормированный приведенный спектр уровней звукового давления под перекрытием ве-
Рис. IX.7. Акустические схемы перекрытий
а — перекрытие однородное, без специальных мер для звукоизоляции; б —перекрытие со сплошной звукоизолирующей прокладкой; г— перекрытие со звукоизолирующими прокладками в виде отдельных полос или подушек; г — перекрытие раздельного типа с расположением звукоизолирующих прокладок по периметру; д—перекрытие с подвесным потолком
ГЛАВА IX. ЗВУКОИЗОЛЯЦИЯ ВНУТРЕННИХ ОГРАЖДЕНИИ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
190
сом не менее 180 кг/м2 обеспечивается: а) для перекрытий, удовлетворяющих нормированной кривой 1 (рис. IX.2), при применении упругих прокладок, указанных в пп. 1—5 табл. IX.1;
б) для перекрытий, удовлетворяющих нормированной кривой 2 (рис. IX.2) при применении всех видов упругих
/,2 3 4 5
•бобо он
Р= 345 кг/м 2 ; Rcp = 49 35
Р-300кг/м2Rср <=4896
Рис.1Х.8. Конструкции железобетонных многопустотных перекрытий, удовлетворяющих требованиям к звукоизоляции от воздушного и ударного шума 1 — паркет; 2 — битумная мастика; 3 — легкий бетон; 4 — толь или руберойд; 5 — минераловатный мат, обернутый изоляционной бумагой и прошитый толстыми нитками; 6 — асбоцементная плита объемным весом 300 кг/м3, обжатая на прессе; 7 — щитовой паркет; 8—лаги деревянные, расположенные через 500—700 мм‘, 9 — древесно-волокнистая плита объемным весом 200—250 кг/м3 обычная или типа РОСНИИМСа;70—слой сухого песка; 11—паркет или линолеум; 12 — комбинированная древесно-волокнистая плита, состоящая из верхней жесткой плиты объемным весом 600—800 кг/лс8, толщиной 4 мм, средней полужесткой плиты объемным весом 400 кгм3, толщиной 8 мм и нижней мягкой плиты, объемным весом 200 кг/ж8 толщиной 25 мм
прокладок и засыпок, указанных в табл. IX. 1; в) при применении линолеума, укладываемого по слою полужесткой древесно-волокнистой плиты объемным весом 400 кг/м3 и толщиной 8 мм, все указанные в табл. IX. 1 упругие прокладки обеспечивают нормированную кривую приведенного спектра уровней звукового давления, соответствующей кривой 1 на графике рис. IX.2, г) при применении слоистой конструкции пола, состоящей из трех слоев древесно-волокнистой плиты разной твердости (первый слой твердый, объемным весом 600— 800 кг/м3 и толщиной 4 мм, второй—полутвердый, объемным весом 400 кг/м3 и толщиной 8 мм, третий — мягкий, объемным весом 200 кг/м3 и толщиной 25 мм) междуэтажное перекрытие удовлетворяет нормированной кривой 1 на графике рис. 2. При применении под лагами упругих прокладок, указанных в пп. 4—7 табл. ГХ.1, их следует располапать через 500—700 мм причем размеры прокладок определяются исходя из условия, что
бы при расчетной временной нагрузке напряжение в них не превышало 0,5 кг/см2.
Раздельного типа междуэтажные перекрытия весом около 200 кг/м2 с воздушной прослойкой между панелями перекрытия (порядка 100 мм), с обычными чистыми полами без упругих прокладок обеспечивают требуемую нормами звукоизолирующую способность как от воздушного, так и от ударного шума.
При применении раздельных междуэтажных перекрытий по периметру между верхней и нижней панелями перекрытия, укладывают упругие прокладки.
Конструкции междуэтажных перекрытий, проверенных экспериментально в лабораториях и в условиях эксплуатации, приведены на рис. IX.8—IX. 10.
Р ^330 кг/м2; RCpa48d5
Рис. IX.9. Конструкция железобетонных перекрытий с овальными пустотами, удовлетворяющих требованиям к звукоизоляции от воздушного и ударного шума
1 — паркет; 2 — битумная мастика; 3—легкий бетон; 4—кордин; 5— щитовой паркет;
6 — деревянные лаги, расположенные через 500—700 мм; 7 — гипсоволокнистая плита; 8 — минераловатный мат, обернутый в изоляционную бумагу и прошитый толстыми нитками
Большое влияние на качество звукоизоляции помещений оказывают конструкции сопряжений сборных элементов ограждений между собой и с несущими конструкциями зданий. На рис. IX.И приведены рекомендуемые решения стыков, а на рис. IX. 12 конструкции узлов сопряжения между элементами здания. Снижение уровня воздушного шума в помещениях может быть достигнуто применением звукопоглощающей отделки стен и потолка. Степень снижения уровня шума в помещениях с звукопоглощающей отделкой (Д L) определяется по формуле
а«
Д1= 101g— , “1 где «1 и а2 — средние значения коэффициентов звукового поглощения в помещении соответственно до и после применения звукопоглощающей отделки.
Значения коэффициентов звукового поглощения некоторых материалов приводятся в табл. IX.2.
Звукопоглощающая отделка помещения позволяет снизить уровень шума на 5—10 дб.
4. РАСЧЕТ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ ПОМЕЩЕНИИ ОТ УДАРНОГО ШУМА
191
Р=250-300кг/мг; Rcp^8d6
1 2 10 11 9
Р^260кг/м‘', RCp-^8dd
Рис. IX.10. Конструкции армопенобетонных и армо-] шлакобетонных перекрытий, удовлетворяющих требованиям к звукоизоляции от воздушного и ударного шума
1 — паркет; 2 — битумная мастика; 3 — комбинированная древесно-волокнистая плита из верхней жесткой плиты, объемным весом 600—800 кг)м3; толщиной 4 мм, средней полужесткой плиты, объемным весом 400 кг м3, толщиной 8 jkjw и нижней мягкой плиты, объемным весом 200 кг,м3, толщиной 25лм<; 4 — армошлакобетон;
5 — щитовой паркет; 6 — лаги деревянные, расположенные через 500—700 мм; 7 — древесно-волокнистая плита, объемным весом 200 кг!м3, толщиной 25 мм; 8 — слой сухого песка; 9 — армопе-нобетон или армопеносиликат; 10— легкий бетон; 11 — минера-t ловатный мат, обернутый изоляционной бумагой и прошитый
толстыми нитками
Рис. IX.12. Детали заделки стыков и узлов сопряжения несущих плит перекрытия и перегородок а и~б — между сборными элементами перекрытия; в — между перегородкой и стеной; г — плиты перекрытия (или перегородки) > со стеной ; 1 — заделка цементным раствором; 2 — плотная забивка паклей или минеральным войлоком, пропитанным раствором
Рис. IX.11. Детали примыкания перекрытия к несущей
а — б — при сплошной звукоизолирующей прокладке перекрытия; в—при звукоизолирующей прокладке перекрытия в виде полос; г — при перекрытии раздельного типа; 1 — паркет на битуме или паркет ,специал“; 2 — стяжка из легкого бетона, цементная и др.; 3— сплошная упругая прокладка; 4 — несущая конструкция перекрытия; 5—упругая прокладка толщиной 10 — 15 мм; 6 — зазор не менее 2 мм; 7 —заделка шва раствором; 8 — паркет по изоляционной бумаге; 9 — черный пол; 10— лаги; 11 — верхняя железобетонная панель; 12 — нижняя железобетонная панель; 13 — штукатурка; 14 — плинтус
ГЛАВА IX. ЗВУКОИЗОЛЯЦИЯ ВНУТРЕННИХ ОГРАЖДЕНИИ ИЗ СБОРНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
192
Звукоизоляция помещений в большой степени зависит от качества строительных работ, которое в свою очередь зависит от величины допускаемых отклонений от размеров сборных железобетонных элементов, из которых монтируются здания. Несоблюдение установленной точности в размерах элементов приводит при монтаже здания к образованию сквозных щелей в местах примыкания сборных элементов к основным конструкциям.
Другим слабым местом в звукоизоляционном отношении являются стыки между сборными железобетонными элементами, а также узлы сопряжения панелей перегородок или междуэтажных перекрытий с основными конструкциями зданий и между собой. Перед заделкой швов и мест сопряжений необходимо предварительно очищать их от загрязнения, а затем тщательно проконопачивать и заливать цементным раствором.
Особенное внимание должно уделяться укладке звукоизолирующих прокладок. Их следует укладывать в сухом состоянии и приклеивать битумной мастикой к несущей плите перекрытия.
При. устройстве стяжек (бетонной, цементной и др.) по сплошной звукоизолирующей прокладке последнюю необходимо защищать от увлажнения слоем руберойда или толя.
В процессе производства строительных работ необходимо следить за тем, чтобы тщательно выполнялись все мероприятия по звукоизоляции, предусматриваемые рабочими чертежами.
§ 5. ПРИБЛИЖЕННЫЕ (ПОЛЕВЫЕ) МЕТОДЫ КОНТРОЛЯ ЗА КАЧЕСТВОМ ЗВУКОИЗОЛЯЦИИ
При приемке зданий наряду с другими видами строительных работ необходимо производить оценку звукоизоляции здания.
Звукоизоляция помещения от воздушного шума оценивается следующим образом.
В комнате, соседней с изолируемой, устанавливаются на расстоянии 0,7 м от стены два громкоговорителя (генераторы шума), обращенные отверстием в углы помещения. Приемником звука в изолируемом помещении служит микрофон. Для получения средних значений уровней звукового давления микрофон в изолируемом помещении устанавливают не менее чем в шести точках при измерении на частотах до 300 гц и не менее чем в трех точках — на частотах более 300 гц. Скелетные схемы передающего и приемного трактов приводятся на рис. IX.13.
Для приближенной оценки качества звукоизоляции от воздушного шума определяют среднее значение звукоизолирующей способности ограждения по формуле
₽сР= (IX.10)
где L\ и L2 — средние уровни звукового давления соответственно в помещении с высоким уровнем (в котором располагаются громкоговорители) и в помещении с низким уровнем (в котором располагается микрофон).
Полученные при измерениях показатели звукоизолирующей способности ограждений от воздушного шума должны отличаться от нормированных не более чем на ± 1 дб.
Звукоизоляцию помещений от ударного шума оценивают спектром средних уровней звукового давления, измеренных под испытуемым междуэтажным перекрытием.
Ударный шум по перекрытию производят стандартной топальной машиной, располагаемой не менее чем в трех точках помещения (посредине комнаты и на расстоянии от стен, равном V4 длины комнаты). Приемником ударного звука, проникающего через перекрытие, служит микрофон, установленный под перекрытием. Для каждого положения топальной машины микрофон устанавливают не менее чем в трех точках для частот до 300 гц и в двух точках — на более высоких частотах.
Средние уровни звукового давления при измерениях определяются для частот 100, 200, 400, 800, 1 600, 3 200 гц. Полученные показатели являются исходными данными для определения частотной характеристики звукоизоляции помещения от ударного шума.
Полученная в результате кривая сравнивается с нормированной кривой. При этом определяют среднюю величину отклонений (в сторону увеличения звукового давления) измеренной кривой от нормированной, которая не должна превышать 2 дб.
Сплоии -ной шум Передающий тракт Приемный тракт
[/TZZ/ |—] 1 « ОЧш“]—
воющий тон |5^1—1> 1—1 д СН^З
Ударный звук й '>»»/>>/» И F777777T. О-Т^Т-
1гш] Генератор шума
IдгI Звуковой генератор \гГвТ\ Приставка воющего ~ тона
I > I Усилитель
I—g | Гоомкоговорителр
Q Микрофон
[ПП Шумомер (ШИ -/)
Октавный полосовой анализатор
—г— Стандартная то пал о-
•»%„>. пая машина
Индикаторный прибор
Рис. IX.13. Скелетные схемы трактов при измерении звукоизоляции помещений от воздушного и ударного шума
ЛИТЕРАТУРА
1. Гусев Н., Звукоизоляция жилых зданий. Издательство «Московский рабочий», 1953.
2. Звукоизоляция в жилых и общественных зданиях, сборник статей, под. ред. А. К. Тимофеева, Госстройиздат, 1957.
3. Инструкция по звукоизоляции помещений жилых многоэтажных зданий (СН 39-58), Госстройиздат, 1959.
4. Сборник аннотаций научно-исследовательских работ по строительству и архитектуре, Работы, выполненные в 1955 г., ЦНИПС, работа И. Г. Лейзера, Госстройиздат, 1956, стр. 86.
5. Сборник аннотаций научно-исследовательских работ по
строительству и архитектуре. Работы, выполненные в 1956 г. ЦНИПС, работы И. Г. Лейзера, У. Я. Ларшина, И. П. Блохиной, Госстройиздат, 1957, стр. 32, 34, 35.
6. Строительные нормы и правила, часть II, раздел В, глава 4. 2-е исправленное издание, Госстройиздат, 1958.
7. Временные немецкие нормы DIN 52211.
8. С г е m е г L., Acustica, 1952;2.
9. G 6*s е 1 е К, „Gesundheit-Ingeneur" №13/14, 1951;
1/2, 1954; № 3/4, 1957.
10. Costen С. W., Acustica, 1954, 4.
ГЛАВА X
ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ ПО ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ПОНЯТИЕ О ПРЕДЕЛЕ ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Огнестойкость конструкций оценивается пределом огнестойкости, измеряемым в часах.
За предел огнестойкости конструкции принимается время, по истечении которого она перестает преграждать путь огню при пожаре или утрачивает свои рабочие функции во время или после пожара.
Признаками наступления предела огнестойкости конструкции являются:
образование трещин, через которые огонь может проникнуть в соседнее помещение и вызвать пожар;
нагрев не обращенной к огню поверхности ограждающей конструкции до 150°;
потеря несущей способности.
Для железобетонных конструкций предел огнестойкости по потере несущей способности определяется временем достижения одного из следующих состояний: величины необратимого прогиба в !/юо пролета (длины); необратимой потери 20% жесткости; необратимой потери 10% прочности1.
§ 2. РАСЧЕТ ОГНЕСТОЙКОСТИ
Огнестойкость конструкций рассчитывают, исходя нз следующего условия, предложенного проф. В. И. Мура-шевым:
77ф>К0Р, (Х.1)
где Пф—фактический предел огнестойкости в час;
Ко — коэффициент огнестойкости;
D — расчетная длительность пожара в час.
Фактический предел огнестойкости Пф определяют опытным путем или расчетом.
Расчетную длительность пожара D в помещениях жилых, гражданских и промышленных зданий, где горючей начинкой является в основном древесина, определяют по формуле
в= 0,°-3gfnOM , (Х.2)
Г ок
где g— количество сгораемых материалов в кг на 1 м2 площади пола помещения;
Fок — площадь оконных проемов помещения;
Люм — площадь пола помещения.
1 Согласно изменениям, внесенным приказом Госстроя СССР от 28/XII 1958 г. в противопожарные нормы Н 102-54, за один из показателей, характеризующих предел огнестойкости конструкций, принимается время до потери конструкцией несущей способности (до обрушения). (См. «Бюллетень строительной техники» № 3, 1959).
13 Зак. 2065
Для жилых зданий величину g можно принять равной 50 кг/м2. В остальных случаях значение g определяют по фактическому количеству горючей начинки на 1 jw2 площади пола помещения.
Величина коэффициента Ко зависит от степени огнестойкости здания и ответственности его отдельных строительных конструкций.
Для зданий, в которых обязательным требованием является сохранность несущих железобетонных конструкций после пожара, величину Ко принимают больше единицы (1,1—1,4); аналогичное требование предъявляется к железобетонным конструкциям противопожарных зон и преград во всех зданиях.
Для зданий, к которым требование о сохранности конструкций после пожара не предъявляется, коэффициент Ко принимают меньшим единицы; в этом случае приобретает значение время до полного разрушения железобетонных конструкций при пожаре, как фактора, характеризующего надежность данных конструкций с точки зрения преграждения путей распространения огня в смежные помещения во время пожара. У ряда железобетонных конструкций это время существенно превышает предел огнестойкости.
Требуемые пределы огнестойкости конструкций в зависимости от степени огнестойкости здания в настоящее время принимаются согласно Строительным нормам и правилам (СНиП I-A.3).
§ 3. ИЗМЕНЕНИЯ МЕХАНИЧЕСКИХ ХАРАКТЕРИСТИК АРМАТУРНЫХ СТАЛЕЙ И БЕТОНА С РОСТОМ ТЕМПЕРАТУРЫ
Изменение прочности арматурных сталей при нагреве представлено кривыми на графике (рис. Х.1)1. Изменения прочности этих сталей после нагрева и последующего охлаждения характеризуются кривыми, приведенными на графике рис. Х.2*. Из графика рис. Х.2 видно, что механические характеристики обычной горячекатаной стали не изменяются после нагрева. Стали, подвергнутые холодной обработке (имеющие наклеп), после нагрева выше определенных температур и охлаждения теряют наклеп. Температура, выше которой происходит необратимая потеря наклепа, зависит от начального упрочнения и снижается с 400° при /?а=5 500 кг/см2 до 200° при ₽а= 18 000 кг[см2 (рис. Х.2).
Нагрев холоднообработанных сталей в конструкциях при пожаре до температур, превышающих температуры
♦ По опытам инж. Н. И. Зенкова
194
ГЛАВА X. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ ПО ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
начала потери наклепа, будет вызывать безвозвратное снижение прочности этих конструкций после пожара.
У горячекатаной низколегированной стали марки 25Г2С при нагреве ее до температуры 300—500° с последующим охлаждением отмечается увеличение предела текучести (рис. Х.2, кривая 4)\ при этом относительное удлинение при разрыве падает на 20%. Нагрев этой
Температура в град.
Рис. Х.1. График изменения прочности арматурных сталей при нагреве
1—кривая изменения предела прочности высокопрочной холоднотянутой проволоки диаметром 2—3 мм с временным сопротивлением разрыву около 18 000 кг!см-\ 2 — кривая изменения предела текучести холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки дииметром 5—6 мм с временным сопротивлением разрыву около 6 000 кг,см2‘, 3 — кривая изменения предела текучести горячекатаной арматурной стали марок Ст., 0, Ст. 3 и Ст. 5; 4 — кривая изменения предела текучести горячекатаной низколегированной стали периодического профиля марки 25Г2С
стали до температуры выше 630° вызывает необратимое снижение предела текучести, а при нагреве ее до 800° величина этого снижения (по отношению к первоначальной) составляет 12%.
Изменение прочности обычного бетона с ростом температуры, по данным ЦНИПС [1], приведено в табл. Х.1.
Таблица Х.1
Относительная прочность обычного бетона при сжатии после нагрева
Марка цемента Предел прочности при сжатии ненагретых образцов в кг!см2 Относительная прочность при сжатии в °/0 после нагрева и . последующего охлаждения
Температура нагрева в град.
20 100 200 | 300 400 500
300 260 100 102 91 90 68 36
500 236 100 124 109 80 47 34
Joo 298 100 96 — 84 — 46
Рис. Х.2. График изменения прочности арматурных сталей после нагрева и последующего охлаждения
7, 2, 3 и 4 — кривые, соответствующие рис. X. 1
Рис. Х.З. График изменения модуля упругости и упруго-пластичности обычного бетона при нагреве
§ 4. ФАКТИЧЕСКИЕ ПРЕДЕЛЫ ОГНЕСТОЙКОСТИ Яф
195
Некоторое снижение прочности бетона начинается уже в интервале температур от 200 до 300°. Нагревание бетона до 400° вызывает снижение прочности в 2 раза, а до 500°—до 3 раз.
Прочность, потерянная бетоном вследствие нагрева его до температуры выше 200°, не восстанавливается при последующем охлаждении.
Необратимая потеря прочности бетона мало опасна для толстостенных элементов конструкций, так как в этом случае до температуры выше 200° нагреваются, как правило, лишь поверхностные (защитные) слои бетона, легко восстанавливаемые после пожара. Что же касается современных тонкостенных железобетонных конструкций, то необратимая потеря прочности бетона представляет для них существенную опасность, так как в данном случае для прогрева всей толщи бетона до опасных температур требуется значительно меньше времени.
Нагревание до высокой температуры вызывает значительное увеличение деформативности обычного бетона (рис. Х.З) [1]. Модуль упругости и упруго-пластично-сти при сжатии у обычного бетона уже при температуре нагрева 550° снижается почти в 17 раз по сравнению с модулем упругости бетона, не подвергавшегося нагреванию.
Значительное повышение деформативности обычного бетона при нагреве до высоких температур в свою очередь оказывает большое влияние на величину предела огнестойкости статически неопределимых изгибаемых элементов, у которых нагрев бетона в сжатой зоне у опор приводит к достижению предельно допустимой величины необратимого прогиба, равного 1/юо пролета этих элементов (соответствующего моменту наступления предела огнестойкости), значительно раньше момента их полного разрушения.
§ 4. ФАКТИЧЕСКИЕ ПРЕДЕЛЫ ОГНЕСТОЙКОСТИ Пф И ВРЕМЯ ДО ПОЛНОГО РАЗРУШЕНИЯ СТАТИЧЕСКИ ОПРЕДЕЛИМЫХ • ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
1. Балки, плиты и панели, армированные горячекатаной сталью марок Ст. 0, Ст. 3, Ст. 5
и низколегированной сталью марки 25Г2С
Рассматривается случай, когда разрушение железобетонных элементов происходит по растянутой зоне. При нагреве предел текучести арматуры снижается до величины рабочих напряжений в ней, и в элементе образуется пластический шарнир.
До образования пластического шарнира прогиб железобетонных элементов растет большей частью за счет увеличения температурной кривизны, вызываемой перепадом температур по высоте сечения. Эта часть прогиба является обратимой. Необратимая величина прогиба перед образованием пластического шарнира не превышает 7юо пролета. В момент образования пластического шарнира необратимый прогиб резко возрастает, элемент полностью разрушается. За предел огнестойкости таких элементов принимается время их нагрева до образования пластического шарнира, т. е. время до начала полного разрушения, когда температура арматуры достигнет критической величины. Последняя зависит от величины рабочих напряжений в арматуре. Предел огнестойкости и время до полного разрушения железобетонных элементов зависят от расстояния от края сечения защитного слоя до центра тяжести стержней арматуры, вида рабочей арматуры и определяются по табл. Х.2 и Х.З.
Таблица Х.2
Пределы огнестойкости Пф и время (в часах) до полного разрушения (образование пластического шарнира) статически определимых железобетонных плит и панелей
Расстояние от края сечения до центра тяжести арматуры в мм Пределы огнестойкости и время до полного разрушения (в часах) плит и панелей, армированных
горячекатаной сталью марок Ст. О, Ст. 3 и Ст. 5 низколегированной сталью марки 25Г2С сварными сетками из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки холоднотянутой углеродистой проволокой с /?а = 16 0004-18 000 кгсм:1
предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестойкости время до полного разрушения
Д'* = 1,6 | К =2 K=lfi | 1 /С=2 /С=1,6 К =2 — /Г=2,25 К-3
10 0,3 0,4 0,5 0.6 о.з 0,35 0,15 0,3 0,35
20 0,7 0.9 1 1,2 0.7 0,8 0,35 0,7 0.8
30 1,2 1,5 1,6 1,8 1.2 1,35 0,65 1.2 1,35
40 1,8 2,2 2.4 2,6 1,8 2 1 1.8 2
50 - 2,4 2,9 3.3 3.6 2,4 2,7 1.4 2,4 2,7
60 3,1 3,8 4,4 4,7 3,1 3.5 1,8 3,1 3.5
70 4 4,8 5.5 5,8 4 4,5 2,3 4 4,5
* К= -Н-
А,Н
где Мр — фактический разрушающий момент конструкции до пожара; Л4Н—момент от нормативной нагрузки.
13*
ГЛАВА X. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ ПО ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
196
Таблица Х.З
Пределы огнестойкости Пф и время (в часах) до полного разрушения (образование пластического шарнира) статически определимых балок
Расстояние от края сечения до центра тяжести арматуры в мм Пределы огнестойкости и время (в часах) до полного разрушения балок, армированных
горячекатаной сталью марок Ст. 0, Ст. 3 и Ст. 5 низколегированной сталью марки 25Г2С сварными сетками из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки холоднотянутой углеродистой проволокой с /?а = 16 000-5-18 000 кг! см1
предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестойкости и время до полного разрушения предел огнестой- кости время до полного " разрушения
К* = 1,6 К = 2 А'=1,6 К = 2 К =1,6 К = 2 — А'=2,25 К=3
10 20 30 40 50 60 70 0,2 0.5 0.9 1.3 1.7 2.2 2.7 0.3 0.6 1 1.5 2 2.5 3.1 0.4 0.7 1,2 1.7 2.2 2.8 3,6 0.5 0.8 1,4 1,9 2,4 3 3,9 0,2 0,5 0,9 1.3 1,7 2,2 2,7 0,25 0.6 1 1.4 1,9 2,4 2,9 0,1 0,25 0,45 0,7 0,9 1.2 1.6 0.2 0,5 0.9 1,3 1,7 2,2 2,7 0.25 0,6 1 1.4 1,9 2,4 2,9
* к = —
где А<р — фактический разрушающий момент конструкции до пожара; AfH— момент от нормативной нагрузки.
При одинаковых расстояниях от края сечения до центра тяжести рабочей арматуры и соотношениях
/Ир
л = ~~ предел огнестойкости плиты больше, чем предел /Ин
огнестойкости балки.
У плиты арматура нагревается со стороны нижней поверхности, у балки — со стороны нижней и боковых граней.
2. Балки, плиты и панели, армированные сварными сетками из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки (/?а =5 500 кг/см2)
За предел огнестойкости железобетонных элементов, армированных сварнымм сетками из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки, принимается время нагрева холоднотянутой проволоки до 470° при
И ДО 500° при
К = ^- = 2.
При этих условиях в элементах образуется пластический шарнир.
Перед образованием пластического шарнира необратимый прогиб элементов не превышает Vioo пролета, а необратимая потеря прочности их составляет не более 10%.
Мр
При соотношениях —- > 2 перед образованием Мн
пластического шарнира необратимый прогиб элементов превышает Vioo пролета, а необратимая потеря прочности резко возрастает. Предел огнестойкости элементов
и время до их полного разрушения зависят от расстояния от края сечения до центра тяжести арматуры и вида рабочей арматуры (табл. Х.2 и Х.З).
Показатели огнестойкости элементов, армированных холодносплющенной арматурой из Ст.0 и Ст.З или калиброванной (вытянутой) арматурой из Ст.0, Ст.З, Ст.5 и 25Г2С, принимаются как для элементов, армированных сварными сетками из холоднотянутой проволоки.
3. Предварительно напряженные железобетонные элементы, армированные холоднотянутой углеродистой проволокой (/?а= 16 000 -н 18 000 кг/см2)
За предел огнестойкости предварительно напряженных железобетонных элементов, армированных холоднотянутой углеродистой проволокой, принимается время нагрева проволоки до температуры 200—300°. При
t > 300° остаточный прогиб элементов превышает
пролета, а необратимая потеря прочности их достигает более 10%.
При температуре более 200° необратимая потеря жесткости элементов, вызванная снижением предварительных напряжений вследствие ползучести проволоки за счет больших напряжений, превышает допустимую величину — 20%.
Перед образованием пластического шарнира (начало полного разрушения) необратимый прогиб таких элементов составляет Vso—’До пролета, необратимая потеря их прочности превышает 20%, предварительное напряжение полностью утрачивается.
Предел огнестойкости элементов зависит от толщины защитного бетонного слоя; время до полного разрушения их при нагреве, кроме того, зависит от вида рабочей арматуры (табл. Х.2 и Х.З); из этих таблиц следует, что при одинаковых толщинах защитного слоя предел огнестойкости железобетонных элементов, армированных
§ 5. ОГНЕСТОЙКОСТЬ СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ БАЛОК И ПЛИТ
197
холоднотянутой углеродистой проволокой, в среднем в 2 раза меньше предела огнестойкости элементов, армированных обычной горячекатаной сталью, холоднотянутой низкоуглеродистой проволокой, а также низколегированной сталью.
Пределы огнестойкости предварительно напряженных конструкций, армированных сталью марки Ст.5, сталью марки 25Г2С и другими видами низколегированной стали, вследствие снижения предварительного напряжения при нагреве арматуры до температуры более 200° принимаются как для элементов, армированных холоднотянутой углеродистой проволокой с пределом прочности 16 000— 18 000 кг/см2 (табл. Х.2 и Х.З).
§ 5. ОГНЕСТОЙКОСТЬ СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ БАЛОК И ПЛИТ
Работа статически неопределимых железобетонных элементов при нагреве связана с перераспределением усилий. Последнее вызывается возникновением отрицательного температурного момента за счет перепада температур по высоте сечения при нагреве элементов снизу, а также возникновением температурного распора.
Температурная кривизна (обратимая) у данных элементов отсутствует. Прогиб их растет в основном за счет развития пластических деформаций нагреваемого бетона в сжатой зоне у опор от действия эксплуатационной нагрузки, следовательно, является необратимым За предел огнестойкости элементов принимается время их нагрева до достижения необратимого прогиба в Vioo пролета. Величина предела огнестойкости зависит от толщины защитного бетонного слоя и размеров сечения элементов. При малых сечениях элементов с заделкой на опорах предел огнестойкости несколько ниже предела огнестойкости статически определимых элементов при одинаковых-толщинах защитного слоя. Эта разница особенно заметна в случае тонких плит (толщиной менее 90 мм), у которых прогрев до высоких температур по всей толщине происходит за сравнительно короткое время.
При больших толщинах плит (более 140 мм) и больших сечениях балок (более 180X360 мм) предел огнестойкости элементов с заделанными опорами превышает предел огнестойкости аналогичных элементов со свободно опертыми концами.
У предварительно напряженных элементов, армированных холоднотянутой углеродистой проволокой, а также обычных железобетонных элементов, армированных сварными сетками из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки, заделка на опорах при больших сечениях плит и балок не увеличивает пределы огнестойкости, так как нагрев углеродистой проволоки (Яа = 16 000 ч-ч 18 000 кг!см2) до температуры выше 300° и низкоуглеродистой проволоки (/?а=5 500 кг!см2) выше 500° не допускается.
Количественная зависимость предела огнестойкости статически неопределимых элементов от величины защитного бетонного слоя и размеров поперечного сечения еще недостаточно изучена. Поэтому пределы огнестойкости этих элементов с некоторым приближением можно принимать по табл. Х.2 и Х.З, как для статически определимых элементов.
У элементов с заделкой на опорах время до полного разрушения значительно превышает предел огнестойкости и зависит от толщины защитного бетонного слоя и размеров поперечного сечения (табл. Х.4 и Х.5).
Полное разрушение таких элементов происходит вследствие разрушения опорных сечений за счет потери прочности бетона в сжатой зоне от нагрева.
При малых размерах сечений и относительно больших толщинах защитного бетонного слоя к моменту
Таблица Х.4
Время (в часах) до полного разрушения при нагреве железобетонных плит с защемленными концами
и с распором
Толщина плиты в см
Расстояние от края сечения до центра тяжести арматуры в мм
10 20 30
6 7
8 9
10
11
12 13
0,8 0,8 0,8 1
1.5 2
2,5 3,1
1.5 1 — —
1,5 ! 2,2 —
1,8 2,2 -
2.3 2.7 3,5
3 3,7 4,3
3,8 4,5 5,3
Таблица Х.5
Время (в часах) до полного разрушения при нагреве железобетонных балок с защемленными концами без распора и с распором
Ширина сечения в см Расстояние от края сечения до центра тяжести арматуры в мм
1 20 30 40 50 60
10 1.1
15 1.7 1,7
18 2,3 2,3 2.3 2.8
20 о 3 3 3 3.5
22 3.5 3,5 3,5 3.5 3.5
25 4.5 4.5 4.5 4.5 4,5
। 30 6.5 6,5 6,5 6.5 6.5
начала разрушения опорных сечений элемента арматура в пролете еще сохраняет часть своей несущей способности. В этом случае время до полного разрушения элемента определяется временем прогрева арматуры в пролете до 650°.
При больших сечениях и относительно малом защитном бетонном слое в момент разрушения опорных сечений элемента арматура в пролете нагревается до температуры свыше 700° и полностью утрачивает несущую способность. В этом случае время до полного разрушения элементов с защемленными концами определяется временем нагрева до разрушения опорных сечений.
Таблица Х.б
Время (в часах) до полного разрушения при нагреве железобетонных плит с защемленными концами без распора
Расстояние от края сечения до центра тяжести арматуры в мм 10 20 30 40 50 60 70
Время (в часах) до полного разрушения плит .... 0,8 1.5 2,2 3,1 4,2 5,3 6,7
Несколько иной характер разрушения при нагреве имеют балочные плиты с защемленными концами без распора. Вследствие возникновения отрицательного тем
ГЛАВА X. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ ПО ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
198
пературного момента, при нагреве на обратной поверхности плиты в месте окончания арматуры, идущей от опор, образуются трещины. Плита превращается в статически определимую систему, состоящую из двух консолей и среднего участка, свободно опертого по концам консолей; разрушение такой плиты происходит вследствие образования пластического шарнира в центре среднего участка за счет нагрева арматуры до критической величины.
Время до полного разрушения в этом случае зависит от толщины защитного бетонного слоя. Зависимость эта при армировании отдельными стержнями из обычной горячекатаной стали приведена в табл. Х.6.
§ 6. ОГНЕСТОЙКОСТЬ ЦЕНТРАЛЬНО НАГРУЖЕННЫХ КОЛОНН
Таблица Х.7
Предел огнестойкости и время до полного разрушения железобетонных колонн
Размеры поперечного сечения в см 20x20 30x30 35x35 40x40 45x45 50x50
Предел огнестойкости в часах . . . 0,4 1 1,3 1,7 2 2,3
Время до полного разрушения в часах 1,5 2,5 3,5 4,5 5,5 6,5
Предел огнестойкости колонн определяется временем нагрева до необратимой потери 10% прочности. Разрушение колонн при нагреве происходит хрупко, без заметных деформаций.
Предел огнестойкости и время до полного разрушения колонн зависят в основном от размеров поперечного сечения и определяются по табл. Х.7.
§ 7. ОГНЕСТОЙКОСТЬ НЕСУЩИХ СТЕН
Предел огнестойкости несущих стен определяется временем прогрева их противоположной огню поверхности до температуры 150°. Опытных данных о поведении железобетонных стен под нагрузкой в условиях действия высоких температур пока нет.
Величина предела огнестойкости зависит от толщины стены (табл. Х.8).
Таблица Х.8
Предел огнестойкости железобетонных стен
Толщина стен в см 5 6 7 8 10 12 15 17 20
Предел огнестойкости в часах 0,6 0,8 1,1 1,3 1,9 2,5 3,7 4,5 6
Примечание. Данными табл. Х.8 можно пользоваться также для назначения предела огнестойкости железобетонных плит перекрытий, определяемого по времени прогрева противоположной огню поверхности до 150°.
ЛИТЕРАТУРА
1. Исследования по жароупорным бетону и железобетону, сборник статей под редакцией проф. В. И. Му р а ш ев а, ЦНИПС, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
2. Милинский А. И., К вопросу об огнестойкости железобетонных балок с арматурой повышенной прочности, «Бюллетень строительной техники» № 1„ 1951.
3. Михайлов К- В., Об огнестойкости и жаростойкости железобетонных конструкций с упрочненной арматурой, «Строительная промышленность» № 12, 1953.
4. Мураш ев В. И., Сопротивление конструкций термическому воздействию, «Строительная промышленность» № 7—8, 1946.
5. Мурашев В. И., Яковлев А. И., Огнестойкость изгибаемых элементов из обычного и предварительно напряженного железобетона, «Бетон и железобетон» № 12, 1957.
6. Пчелинцев В. А., Исследование продолжительности и температурного режима пожаров, ЦНИИПО, Информационный бюллетень № 15, 1957.
7. Р а т ц Э. Г., и М а р к у с И. А., «Об огнестойкости железобетонных конструкций с арматурой повышенной прочности, достигнутой наклепом», «Бюллетень строительной техники» № 14, 1949.
8. Яковлев А. И., «Огнестойкость железобетонных колонн», «Строительная промышленность» № 3, 1955.
9. Ashton L. A., Comparative tests on presressed and reinforced concrete floors during and after fires, «Civil Engineering and Public Works Review", XI vol. 48, № 569, p. 1035-38, 1953.
10. H i 11 A. W., The fire resistance of prestressed concrete, «Civil Engineering and Public Works Review", XI, vol. 52, № 617, p. 1249—1253, 1957.
ГЛАВА XI
ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 1. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ ПО ТЕОРИИ КОЛЕБАНИЙ
1. Элементы кинематики колебательного движения
Рассмотрим прямолинейное движение точки; обозначим расстояние движущейся точки до неподвижной через x=f(t), где t — время и положим, что х(0)=0. Ско-dx рость движения точки v= , ускорение движения at точки
dy d2x
Рис. XI.1. Движение точки по окружности
где
ч> = + ?о;
?о — угол, составленный подвижным радиусом и осью Ох в начальный момент; таким образом
У = a sin (<о^ + <р0); (XI. 1)
<р=^^4-<р0 — фаза колебаний;
<Ро— начальная фаза колебаний;
— круговая частота.
Колебательным движением или колебанием назы-
вается такое движение, при котором точка, двигаясь, попеременно удаляется и приближается к своему начальному положению, при этом / х(/)|< а, где а — наибольшее отклонение, называемое амплитудой колебаний. При колебаниях скорость меняет не только величину, но
и знак; то же относится и к ускорению.
Гармоническое колебательное движение. Если точка движется по окружности радиуса а с 2лп
постоянной угловой скоростью <^1 = ~г , где п — чис-6U
ло оборотов в 1 мин., то проекция этой точки на диаметр совершает гармоническое колебание. Будем проектировать точку на вертикальный диаметр (рис. XI.1),
тогда
у = a sin <р,
Рис. XI.2. Графики при гармонических колебаниях
а — перемещения; б — скорости; в — ускорения
П
Число колебаний в 1 сек. п\= -—представляет со-60
бой частоту, выраженную в герцах.
Период колебания Т=——время полного оборота П1
рассматриваемой точки или, что то же самое, время полного цикла колебаний проекции точки на диаметр
2л
“1 = Т
(XI.2)
ГЛАВА XI. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
200
Скорость и ускорение точки, совершающей гармоническое колебательное движение, выражаются формулами:
da
v = — = аш1 cos (о)^ + <ро)» (XI. 3) at
w=~ ==—sin ( wjH- <р0) = — <»ly. (XI .4)
На рис. XI.2. приведены графики перемещений, скорости и ускорения гармонических колебаний. Более слож-
ные колебательные движения можно представить в виде суммы конечного числа или бесчисленного множества отдельных гармонических колебаний.
Затухающие гармонические колебания. Если точка движется по закону, который может быть представлен в виде уравнения
f/ = /(Osin (а^ + то), (XI.5)
где f(t)—монотонно убывающая функция, изменяющаяся медленнее, чем sin (<*>iH-?o), то в этом случае движение представляет собой затухающие гармонические колебания. Практически наиболее важен случай (рис. XI.3)
/(0 = аое-и, тогда
Рис. XI.4. Свободные затухающие колебания при сухом трении
При этом амплитуды последовательных периодов относятся друг к другу, как
aN *т ------=е ;
натуральный логарифм этого отношения называется логарифмическим декрементом затухания &=хГ, следовательно:
у = аое т sin + ?e) •
Если f(t) является линейной убывающей функцией f(/)=A—В/, то колебания происходят по графику (рис. XI.4).
Заметим, что первый случай встречается очень часто при колебаниях конструкций, второй — имеет место, если затухание вызвано только силами сухого трения (в опорных соединениях).
2. Колебания системы с одной степенью
свободы
Рассмотрим колебания твердого тела, имеющего массу M=Q/g, где Q — вес, g—ускорение силы тяжести, и прикрепленного к основанию пружинами, жесткость которых равна с. Заметим, что жесткостью пружины называется отношение силы, приложенной к пружине, к величине перемещения конца пружины, вызванного этой силой.
Положим, что тело может совершать только вертикальные колебания, тогда перемещение тела определяется лишь одним параметром — удлинением пружин, равным перемещению центра тяжести груза (рис. XI.5).
Колебания системы, вызванные начальным смещением yQ и начальной скоростью и происходящие при отсутствии внешних сил, называются свободными колебаниями, они происходят вокруг состояния равновесия
и при отсутствии затухания описываются уравнением
Рис. XI.5. Система с одной степенью свободы
и0
у = Уо cos ad + —sin соС (XI.6)
(О
(XI.7)
круговая частота свободных колебаний системы.
Свободные колебания системы при наличии затухания в случае, если последнее мало, практически имеют такую же частоту <*> .
При этом уравнение колебаний имеет вид
у^ e~~xt (A sin (at + В cos <of). (XI.8)
Вынужденные колебания. Если на систему с одной степенью свободы (без затухания) действует сила Psin pt, где Р — амплитуда силы, ар — ее круговая частота, то, полагая начальные скорость и смещение равными нулю, можно написать уравнение возникающих при этом колебаний, называемых чисто вынужденными, в следующем виде:
У = ~7.----zr sin pt, (X 1.9)
с (1—\»2)
р
где — = */ст;
с
Уст—статический прогиб пружины от силы, равной амплитуде возмущающей силы;
Р ч = — .
(О
Амплитуда вынужденных колебаний выражается формулой
§ 2. ДИНАМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
20 Г
при наличии затухания по гипотезе, изложенной в [10]:
*/ст
(XI.11)
если сила затухания пропорциональна скорости, то в
Рис. XI.6. Кривые коэффициентов передачи силы
а — при наличии затухания; б — без затухания
Из приведенной формулы видно, что если значительно меньше единицы, то амплитуда вынужденных колебаний близка к статическому прогибу от силы, равной амплитуде возмущающей силы. В этом случае конструкция находится в дорезонансном, или статическом режиме. Если отношение v велико, то амплитуда вынужденных колебаний быстро уменьшается, а соответствующий режим называется послерезонансным. При , близком к единице, амплитуды резко возрастают, при этом амплитуда в большой мере зависит от затухания; это явление называется резонансом.
На рис. XI.6 показаны кривые коэффициентов передачи силы, равных отношению амплитуды возмущающей силы к амплитуде силы, действующей на опорный элемент. При отсутствии затухания (кривая б) это от-fl ношение равно — .
Уст
§ 2. ДИНАМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
При динамическом расчете конструкций нужно знать динамические нагрузки, передаваемые на конструкцию источниками колебаний, среди которых основными являются машины, установленные на перекрытия или фундаменты. Наиболее важными являются динамические нагрузки, вызванные инерционными силами, возникающими при движении отдельных частей машин. Зде?ь следует различать два принципиально различных случая.
1. Машины неуравновешенные, в которых кинематическая схема такова, что при их нормальной работе возникают периодически изменяющиеся инерционные силы. К числу таких машин принадлежат машины с вращающимися частями, в конструкцию которых входит ротор с неуравновешенной массой /и, находящейся на расстоянии а от оси вращения, где а — эксцентрицитет (если т — полная масса ротора, то а — расстояние от его центра тяжести до оси вращения). При вращении ротора с угловой скоростью возникает постоянная по величине центробежная сила, равная/и эта сила непрерывно вращается, и ее проекции на вер
тикальную и горизонтальную оси Оу и Ох будут (рис. XI.7)
y=m<oja sin
cos (о^.
К неуравновешенным машинам относятся машины с шатунно-кривошипным механизмом (рис. XI.8); в этих машинах сила действует по направлению движения массы ползуна она равна
X = тх sin + J
г ч
+ тг ---- «op-sin 2<о 7;
/ 1 1
при этом не учитываются силы инерции, вызванные массой кривошипа и шатуна; второе слагаемое в формуле дает так называемую вторую гармонику, амплитуда которой мала по сравнению с амплитудой пер-
Рис. XI.7. Неуравновешенный ротор
вого слагаемого.
Направленные вибраторы (рис. XI.9), которые представляют собой сочетание двух равных дисков1, вра-
Рис. XI.8. Кривошипно-шатунный механизм
щающихся с одинаковой угловой скоростью в противоположные стороны, также относятся к неуравновешенным машинам. В этом случае соответствующие проекции действующей силы равны
Y = 2та>1а sin X = 0;
Рис. XI.9. Направленный вибратор
2) Машины формально уравновешенные — электромашины, турбины, вентиляторы и др.г которые, однако, всегда являются практически не вполне уравновешенными; так, вращающаяся часть всегда имеет эксцентрицитет вследствие неточности балансировки и т. д.; для этих машин действующие силы определяются как для неуравновешенных машин с вращающимися частями (рис. XI.7).
Расчетные параметры этих машин рекомендуется принимать по табл. XI. 1.
1 Такие диски характерны для машин с вращающимися частями.
ГЛАВА XL ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
202
Таблица XI.1
Расчетные параметры для формально уравновешенных машин
Наименование машины Эксцентрицитет в мм Ориентировочные значения отношения полной массы вращающихся частей к массе машины
Вентиляторы и другие тягодутьевые агрегаты 1 0,25—0,5
Электромашины . . 60 0,35—0,4
20+ п
Турбины 60 0,2
250+Л1
На практике встречаются и многие другие типы машин; материалы по нагрузкам от машин можно найти в инструкции И 200-54/МСПМХП [14].
§ 3. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ СООРУЖЕНИЙ
1. Цели и задачи динамического расчета сооружения
Когда на сооружение действуют не только статические, но и динамические нагрузки, должен производиться динамический расчет, целью которого является:
проверка прочности элементов конструкции с учетом динамиче1ских воздействий;
определение амплитуд динамических перемещений и соответственно скоростей и ускорений для установления, являются ли колебания допустимыми с точки зрения их воздействия на людей, а также на технологический процесс производства.
При расчете железобетонных перекрытий и каркасов зданий обычно первое требование (прочность) удовлетворить проще, чем второе.
В случаях, когда полученные из динамического расчета амплитуды (скорости или ускорения) колебаний являются чрезмерно большими, необходимы соответствующие мероприятия по их уменьшению (см. стр. 206—208).
Динамический расчет имеет ряд особенностей, отличающих его от статического расчета; рассмотрим эти особенности для случая, когда на железобетонное перекрытие или железобетонный каркас действуют гармонические силы.
В отличие от статического расчета при динамическом расчете как перемещения, так и усилия зависят не только от соотношения жесткостей, но и от их абсолютной величины. На результате расчета значительно сказываются величина и закон распределения масс конструкции. Жесткость конструкции и массы влияют на частоты собственных колебаний; соотношение частот собственных и вынужденных колебаний является одним из основных параметров, влияющих на результаты динамического расчета. Оценка работы конструкции при действии динамических нагрузок является во многих случаях весьма приближенной, так как жесткости сечений элементов задаются приближенно и крайне затруднительно заранее знать действительный закон распределения масс; кроме того, сама расчетная схема не учитывает всего многообразия факторов, связанных с учетом пространственности, действительных условий защемления и т. д. Поэтому при проведении динамического
расчета нет смысла стремиться к формальному выполнению выкладок с большой степенью точности; основной целью инженера-расчетчика должен быть правильный учет главного в работе конструкции путем проведения хотя и приближенного, но учитывающего наиболее важные факторы расчета.
В результате расчета вычисляют динамические усилия и перемещения; укажем с самого начала, как нормировать эти результаты, а затем рассмотрим, как получить расчетным путем указанные усилия и перемещения.
С точки зрения воздействий на людей колебания с частотами до 10 кол/сек нормируются по ускорениям, а с частотами более 10 кол/сек — по скоростям в соответствии с данными, приведенными в табл. XI.2.
Таблица XI.2
Характеристика колебаний по их физиологическому воздействию
№ п/п Характеристика воздействия колебаний на людей Предельное ускорение колебаний о»0 в мм! cert* при частоте колебаний от 1 до 10 кол/сек Предельная скорость колебаний в мм!сек при частоте колебаний от 10 до 100 кол/сек
1 Не ощутимы 10 0,16
2 Слабо ощутимы . . . 40 0,64
3 Хорошо ощутимы . . 125 2,0
4 Сильно ощутимы (мешают) 400 6,4
5 Вредны при длительном воздействии . . 1 000 16
6 Безусловно вредны . . Более 1 000 Более 16
Характеристика машин и приборов по степени чувствительности их к колебаниям приведена в табл. XI.3.
При расчете на прочность по предельным состояниям необходимо выполнить следующие условия:
лг;т+лг0<№ын,
^т + А^о<№,
где Уст —статическое усилие, определяемое по расчетным значениям нагрузок;
Уст — то же, но определяемое по нормативным значениям нагрузок;
Nq — динамическое усилие;
Увын—предельное усилие по условиям выносливости, определяемое по формулам, приведенным в инструкции И 200-54/МСПМХП [14];
УР— расчетное допускаемое усилие.
2. Порядок динамического расчета
Для динамического расчета необходимо сначала определить частоты свободных колебаний конструкций и затем динамические перемещения и усилия.
Определение частот свободных колебаний производят с учетом масс всех конструкций, участвующих в колебаниях, и всех полезных нагрузок, имеющих вес и жестко связанных с конструкцией. Жесткости сечений вспарушенных плит, хорошо замоноли-ченных конструкций перекрытий, имеющих схему, обеспечивающую пространственный характер работы перекрытий, каркасов многоэтажных зданий и предварительно напряженных конструкций, определяют по первой стадии напряженного состояния1, а разрезных сборных конструкций перекрытия — с учетом образования трещин2.
1 См. стр. 46 настоящего справочника.
2 См. стр. 47 настоящего справочника.
§ 3. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ СООРУЖЕНИЙ
203
Таблица XI.3
Характеристика машин и приборов по степени чувствительности их к колебаниям
Класс машин и приборов по чувствительности к колебаниям Характеристика машин и приборов по чувствительности к колебаниям Предельная скорость колебаний основания v0 в мм/сек Назначение и характеристика машин и приборов
I Высокочувствительные 0,1 Особо точные делительные машины и автоматы; установки для юстировки оптических приборов и тарировки точных измерительных приборов; микроскопы и мессмикроскопы, интерферометры; оптиметры и другие точные оптические приборы, механические контрольно-измерительные приборы при допусках порядка нескольких микронов и т. п.
11 Среднечувствительные 1 Шлифовальные станки для шарикоподшипников; зубо- и резьбошлифовальные станки, координатно-расточные и алмазно-расточные автоматы; доводочные станки; прецезионные фрезерные и токарные станки с допусками в несколько сотых миллиметра; автоматы для точки лезвий бритв и другие точные автоматы
III Малочувствительные 4 Токарные, фрезерные, сверлильные, шлифовальные и другие металлообрабатывающие станки обычного класса точности; прядильные машины и ткацкие станки; типографские машины и т. п.
IV Нечувствительные более 4 Вентиляторы; центрифуги; электромоторы; штампы и прессы металлообрабатывающей и легкой промышленности; долбежные станки; барабаны различного назначения; швейные машины; сотрясатели; вибростолы; грохоты; рассевы и т. п.
Железобетонные конструкции обычно представляют
статически неопределимую
Рис. XI. 10. Балка, как система с одной степенью св ободы
Рис. XI.11. Балка, как система с 1двумя степе-нями*свободы
а — первая Гформа’ЗГколебаний с симметричной формой упругой линии; б — вторая форма колебаний с обратносимметричной формой упругой линии
пространственную систему, детальное рассмотрение работы которой является практически невозможным. Поэтому при расчете конструкцию расчленяют на отдельные элементы. В частности, при динамическом расчете перекрытий, как правило, не учитывают защемление балок в промежуточных колоннах и не учитывают работу ригелей на кручение; примерно так же, как и при статическом расчете, перекрытие условно разбивают на систему балок и плит.
Таким образом, для динамического расчета перекрытия в первую очередь следует знать, как определяются частоты колебаний разрезной и неразрезной балок, а также плит. Однако предварительно вкратце изложим некоторые соображения качественного характера, касающиеся определения частот свободных колебаний.
вершает вертикальное поступательное движение по закону
У, = A sin (<О« + <р0),
Г с
где (о= I/ ; в нашем случае жесткость системы
48Е7 с =-------.
I3
Рис. XI.12. Первая форма колебаний однопролетной балки с шарнирно опертыми концами
Рассмотрим свободно лежащую однопролетную невесомую балку (ри^с. XI.10), по середине которой находится сосредоточенная масса М. При колебаниях масса со-
Если невесомая балка имеет две сосредоточенные массы (рис. XI.11), которые для определенности положим равными и симметрично расположенными, то возможны две формы колебаний, каждая из которых характеризуется своей частотой и формой упругой линии. Первая форма колебаний (рис. XI. 11,а) соответствует симметричной, а вторая (рис. XI.11,6)—обратно’симметричной форме упругой линии.
В рассматриваемом случае мы имеем систему с двумя степенями свободы. Если бы на невесомой балке было п присоединенных точечных масс, то она имела бы столько же частот и соответственно форм колебаний. Балка, имеющая распределенную по длине массу, может рассматриваться как невесомая балка с бесчисленным множеством присоединенных масс и соответственно с бесчисленным множеством степеней свободы. Наинизшая частота колебаний будет при форме, у ко-
ГЛАВА XI. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
204
торой кривизна имеет постоянный знак (рис. XI.12), т. е. не имеет точек перегиба. Эта частота называется первой или основной.
У всех последующих форм колебаний будут узлы — неподвижные точки, являющиеся точками перегиба соответствующих форм колебаний.
На рис. XI.13 точками показаны частоты свободных колебаний или спектр частот колебаний однопролетной балки.
n3-9ni nk*16Tb ( l
------------------------------------т
Рис. XI.13. Спектр колебаний однопролетной балки с шарнирно опертыми концами
На рис. XI.14 показан спектр частот колебаний равнопролетной неразрезной балки. В этом случае частоты свободных колебаний расположены группами.
Основная частота колебаний соответствует форме, при которой промежуточные опоры являются точками перегиба упругой линии. Последняя частота первой группы соответствует форме, при которой в каждом пролете, кроме одного, имеется по точке перегиба. Первая частота второй группы соответствует форме, при которой во всех пролетах есть точка перегиба упругой линии.
Частоты свободных колебаний однопролетных балок с различными условиями опирания определяют по следующим формулам:
где D — жесткость;
I — пролет;
9
т = — — масса, приведенная к единице длины;
П1 ’ п2 — первая и вторая частоты колебаний в гц;
?1 и ?2 — коэффициенты, определяемые по табл.
XI.4, в зависимости от характера закрепления концов балки.
Рис. XI.14. Спектр колебаний неразрезной балки
Таблица XI.4
Коэффициенты и для определения частот свободных колебаний однопролетных балок
№ п/п Характер закрепления концов балки f°l ?2
1 % '! 1 । 0,56 3,51
2 1,57 6,28
3 X ' -* 2,45 7,95
4 1 1 3,56 9,82
Частоты колебаний неразрезных равнопролетных балок следует определять по формулам:
о * о *
здесь /ipnj, п2—низшая и высшая частоты соответственно первой и второй группы;
?i °, ?*» ?2— коэффициенты, определяемые по
табл. XI.5, в зависимости от характера закрепления концов неразрезной балки.
Таблица XI.5
Коэффициенты и ?2 для определения частот свободных колебаний неразрезных
равнопролетных балок
Количество пролетов Концы свободно оперты Один конец балки свободно оперт, другой—защемлен Концы балки защемлены
fl * ?1 ?2 г 2 f°l * ?1 0 ?2 fl f°l Ъ f2 * ?2
1 1,57 1,57 6,28 6,28 2,45 2,45 7,95 7,95 3,56 3,56 9,82 9,82
2 1,57 2,45 6,28 7,95 1,83 3,17 6,82 9,17 2,45 3,56 7,95 9,82
3 1,57 2,94 6,28 8,78 1,69 3,37 6,54 9,5 2,01 3,56 7,16 9,82
4 1,57 3,17 6,28 9,17 1,64 3,45 6,43 9,63 1,83 3,56 6,82 9,82
5 1,57 з.з 6,28 9,38 1,62 3,49 6,38 9,7 1,74 3,56 6,64 9,82
6 1,57 3,37 6,28 9,5 1,6 3,51 6,35 9,73 1,69 3,56 6,54 9,82
QO 1,57 3,56 6,28 9,82 1,57 3.56 6,28 9,82 1,57 3,56 6,28 9,82
§ 3. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ СООРУЖЕНИЙ
205
Для прямоугольных плит, опертых по контуру, следует пользоваться табл. XI.6 и формулой
„0 1 D
I где *1=— ; о D — цилиндрическая жесткость; То — коэффициент, определяемый по табл. XI.6, в зависимости от характера опирания плиты по контуру;
т—масса, приведенная к единице площади.
т. е. деформирующийся только под влиянием поперечной силы и вовсе не деформирующийся при воздействии изгибающего момента.
Частота основных поперечных колебаний здания определяется по формуле
(XI.12)
Таблица XI.6
Коэффициент <р J для определения частот свободных колебаний прямоугольных плит опертых по контуру1
№ Характер опирания плиты п/п по контуру
Формулы для определения
1,57}/ 14-2,33^4-2,44^
2,45}/ 14-1,12^4-7?
1,57|/14-2,57^4-5,14т/
3,56}A + 0,57ti2+0,47t/
3,5б|Л1+0,61т12+т/
1 Заштрихованные стороны прямоугольников зажаты, остальные шарнирно оперты.
177777777777*77777,
РИС. XI. 15.
Расчетная схема каркасного здания
При определении частоты горизонтальных колебаний каркаса рекомендуется исходить из того, что стойки не обладают инерцией и массы каркаса, таким образом, расположены на отметках междуэтажных перекрытий. При определении деформаций полагаем, что нулевые точки эпюры изгибающих моментов расположены по середине стоек и ригелей (рис. XI.15) за исключением нижнего яруса, где при шарнирном опирании нулевые точки совпадают с шарнирами (внизу), а при заделке — расположены на одной трети расстояния от низа. Кроме того, полагаем, что при изгибе каркаса, происходящем при его колебаниях, он деформируется, как стержень переменного сечения, работающий на сдвиг,
где k — номер этажа по порядку, считая снизу;
$ — число этажей;
QK—вес (конструкций и нагрузок), приходящийся на перекрытие соответствующего этажа;
zK—фиктивный прогиб, определяемый как перемещение перекрытия на отметке fe-этажа, вызванного действием системы горизонтально направленных сил, равных QK и приложенных к соответствующим перекрытиям;
в действительности инерционные силы, приложенные к перекрытию, гораздо меньше QK; обычно при определении zK принимают, что деформации каркаса происходят в упругой области, а в стойках и ригелях не появляются трещины.
Заметим, что экспериментальные исследования показали, что в действительности частота колебаний выше, чем определяемая по формуле (XI.12), главным образом вследствие участия в работе каркаса стенового заполнения, конструкций лестничных клеток и т. д.; в отдельных случаях отношение жесткостей с учетом заполнения к теоретическим значениям жесткости, не учитывающим работу заполнения больше 10 (например, высотные здания в Москве со стальными или железобетонными стойками и железобетонными перекрытиями).
Определение динамических
вызванных действием периодической нагрузки, изменяющейся по гармоническому закону. Определение перемещений и усилий [14] является наиболее важным элементом динамического расчета. Ниже рассматриваются отдельные простейшие задачи по определению динамических усилий и перемещений. Изложение ведется применительно к следующему примеру.
Свободно лежащая однопролетная балка с равномерно распределенной по длине массой находится под действием периодической силы Р sin pt, приложенной по середине пролета (рис. XI.16). Амплитуда силы задана, она определяется характеристиками машины.
Балка совершает вынужденные колебания с частотой р. Сначала находим отношение частоты вынужденных колебаний балки к первой (основной) частоте свободного колебания v. Если v <1 и отличается от едини-
Рис. XI. 16. Колебания однопролетной балки а — схема балки; б — первая форма п®(основной тон); в—вторая форма 4п® (первый обертон); г — третья форма 9п° (вто рой обертон) перемещений и усилий,
ГЛАВА XI. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
206
цы более чем на е, где е—правильная дробь порядка - — — (е нормируется в инструкции И 200-54/МСПМХП)
(см. [14]), то система находится в дорезонансном режиме и расчетная амплитуда колебаний определяется по формуле
(XI. 13)
в нашем случае
__ Р/3
У^ = 43EJ '
(XI.14)
По формулам (XI.13), (XI.14), (XI.3), (XI.4) определяют амплитуды колебаний, скорости и ускорения и с помощью табл. XI2 и XI.3 решается вопрос, являются ли они допустимыми с физиологической точки зрения и с точки зрения влияния на технологический процесс.
Амплитуду динамического момента можно при *<1 найти по приближенной формуле
м*= мст . Уст Следовательно, амплитуда момента равна
М* =
(1-е)*
,2 12
(XI. 15)
Момент М* и учитывается в расчете.
Если v = l или отличается от единицы на величину, меньшую чем ± £, то, поскольку частота свободных колебаний определяется неточно, возможно полное совпадение частот свободных и вынужденных колебаний; в этом случае режим колебаний называется резонансным, и колебания происходят по кривой, близкой к первой форме, а амплитуда колебаний определяется по формуле
а _ ^£1 , где = — (XI.16)
7 гс
Если амплитуды инерционных сил машин, устанавливаемых на железобетонном перекрытии, не превышают 100 кг, рекомендуется полагать 7=0,05; если амплитуда силы больше чем 100 кг, то 7=0,1.
Зная амплитуду, находим в соответствии с (XI.3), (XI.4) скорости и ускорения.
Если^>1+е» то имеет место послерезонансный режим колебаний, при котором амплитуды существенно уменьшаются по сравнению с дорезонансным или резонансным режимами, в этом случае расчетная амплитуда первой формы колебаний равна
(XI. 17)
Следует отметить, что практически основная частота колебаний железобетонных балочных перекрытий составляет 8 4-15 гц. Поэтому, если балка разрезная, то вторая и третья частоты обычно соответствуют после-резонансному режиму, так как источники колебаний, установленные на перекрытиях, обычно имеют частоту колебаний не выше 25—30 гц.
Для приближенного динамического расчета и при разрезных конструкциях можно ограничиться указанным методом; однако если конструкция находится в после-резонансном режиме, то следует убедиться не находит
ся ли она близко к следующему резонансу и проверить возможность второго резонанса; при этом надо принять во внимание, что когда резонанс с высшими формами колебаний (в рассматриваемом примере — с третьей формой) не имеет' места, можно не учитывать амплитуды, обусловленные этими высшими формами колебаний, и в таких случаях следует пользоваться приведенными выше формулами без каких-либо изменений.
Рис. XI.17. Схема для определения амплитуды третьей формы колебаний
Если динамические моменты имеют существенное значение, то высшие формы колебаний учитывают.
В рассматриваемом примере можно не находить амплитуды колебаний, соответствующей второй форме: при этой форме прогиб под силой равен нулю и, следовательно, сила Р, приложенная по середине пролета балки, теоретически не оказывает влияния на колебания по этой форме; практически, как это показывает опыт, вследствие неточностей и отклонений вторая форма будет возбуждаться, но ее амплитуда невелика.
Покажем, как определить амплитуду третьей ‘формы колебаний; здесь сохраняются предыдущие рассуждения, но нужно иметь в виду, что при третьей форме свободных колебаний вследствие наличия двух узлов балка работает как трехпролетная (рис. XI.17). Действующая сила приложена только к одному из трех пролетов, поэтому к величине силы надо ввести коэффициент Уз; этот коэффициент можно обосновать более строго, раскладывая силу в тригонометрический ряд по формам свободных колебаний; коэффициент при третьем члене ряда равен 73 коэффициента при первом члене, и, таким образом, весь расчет сводится к повторению изложенного выше, но при замене пролета I на -т*
Для более сложных конструкций в основном сохраняется та же схема расчета [14], но его техника становится более сложной, так как, в частности, здесь нельзя игнорировать высшие формы колебаний.
§ 4. СПОСОБЫ УМЕНЬШЕНИЯ КОЛЕБАНИЙ КОНСТРУКЦИЙ, НЕСУЩИХ МАШИНЫ
С ДИНАМИЧЕСКИМИ НАГРУЗКАМИ.
ПОНЯТИЕ О ВИБРОИЗОЛЯЦИИ
Если значения расчетных колебаний конструкций недопустимы и при этом частота вынужденных колебаний близка к частоте основных колебаний (случай, сравнительно часто встречающийся), то значительного уменьшения колебаний можно добиться, увеличив жесткость перекрытия; при этом нужно вывести конструкцию из резонансного режима колебаний. Амплитуда колебаний, выражаемая формулой (XI.11), уменьшается как вслед
4. СПОСОБЫ УМЕНЬШЕНИЯ КОЛЕБАНИЙ КОНСТРУКЦИЙ, НЕСУЩИХ МАШИНЫ С ДИНАМИЧЕСКИМИ НАГРУЗКАМИ
207
ствие увеличения знаменателя формулы, так и в мень-щей .мере из-за уменьшения числителя, т. е. у ст-
Горизонтальные колебания здания в случае, когда имеет место резонанс, и в особенности при первой форме колебаний, можно резко уменьшить введением связей, увеличивающих жесткость каркаса к повышающих частоту его свободных колебаний.
Рис. XI.18. График для определения максимальной амплитуды колебаний изолированной машины при пусках и остановках машин
7 — коэффициент, характеризующий затухание в виброизоляторах; е — скорость нарастания или убывания числа оборотов в гц/сек; rii — частота собственных колебаний машины в гц\ амакс — максимальная амплитуда при переходе через резонанс; aQ2 — амплитуда вертикальных колебаний при рабочем режиме машины
Горизонтальные колебания, вызванные работой машин, можно уменьшить, если их установить так, чтобы направление инерционных сил совпадало с направлением, для которого жесткость здания больше.
Одним из наиболее эффективных методов борьбы с вибрациями является виброизоляция. Различают два вида виброизоляции — активную и пассивную. Активной виброизоляцией называется изоляция несущих конструкций от связанного с ними источника колебаний. Пассивной виброизоляцией называется изоляция прибора или станка от колебаний поддерживающих конструкций. Ниже рассмотрена активная виброизоляция.
Виброизолируемую машину жестко соединяют с постаментом — железобетонным основанием, который опирается на опорную конструкцию с помощью гибких элементов — виброизоляторов. Если машиной передается вертикальная динамическая нагрузка PsinpZ, то на опорную конструкцию передается сила той же частоты, но уменьшенной амплитуды; амплитуда силы, передающейся на основание, равна:
Р
Ч2-1 ’
Р где ; <о =
С
— ;С — общая жесткость виброизо-М
ляторов; Af — масса машины и постамента. Обычно v принимается равным 4—5; при этом возмущающая сила, передаваемая на конструкцию, уменьшается в 15— 24 раза; эффективность виброизоляции зависит не от материала виброизолятора, а от величины v, которая в свою очередь зависит от С и Af; учет затухания в виброизоляторах, как правило, несущественно отражается на результате.
Рис. XI.19. Схемы комбинированных виброизоляторов из стальных пружин и резиновых элементов
а и б — параллельные соединения; в — последовательное соединение; / — стальная пружина; 2 — резиночный элемент
Амплитуда вертикальных колебаний виброизолирован-ной установки а02 равна:
__ Уст Р
“““ V2_l ' ГДб Уст ” С ’
так как
v2 > 1, то а02
Уст Р \2 р2М ’
т. е. амплитуда колебаний виброизолированной установки» при эксплуатационном режиме практически зависит от амплитуды возмущающей силы и от массы Af виброизолированной установки.
Рис. XI.20. Опорный вариант расположения виброизоляторов<
При пуске машины число ее оборотов плавно увели-х - Р -.1
чивается от нуля до рабочей частоты и так как—>1,.
(О
то в процессе пуска число оборотов проходит через значение, при котором происходит совпадение частот собственных и вынужденных колебаний. Поэтому при пуске машины происходит кратковременное значительное нарастание амплитуд колебаний виброизолированной установки; величины этих амплитуд зависят от скорости нарастания чи!сла оборотов и от интенсивности затухания колебаний в виброизоляторах. Указанные амплитуды можно определить из графика (рис. XI.18); вычисление амплитуды при пусковом резонансе необходимо для определения ожидаемых взаимных переме
ГЛАВА XI. ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ СООРУЖЕНИЙ
208
щений элементов (например, труб) прикрепляемых к виброизолируемой машине и к конструкции здания.
Более точные динамические расчеты должны включать проверку горизонтальных поступательных переме-
Рис. XI.21. Вариант установки виброизоляторов с подвесными стержнями и пружинами, работающими на сжатие:
1 — подвесной стержень
щений и угловых смещений виброизолированной установки.
Виброизоляторы представляют обычно системы винтовых стальных пружин или резиновых цилиндров. В отдельных случаях применяют комбинированные виброизоляторы (рис. XI. 19), состоящие из стальных и резиновых элементов. Виброизоляторы можно располагать по опорному (рис. XI.20) и подвесному вариантам (рис. XI.21).
Не рекомендуется устраивать сплошные листовые резиновые прокладки, так как резиновые элементы деформируются в основном за счет бокового выпучивания и поэтому такие прокладки будут иметь большую жесткость.
Применение виброизоляции без расчета не допускается в связи с тем, что введение гибких связей без расчета не только не уменьшит должным образом колебаний, но даже может ухудшить работу конструкции, приблизив ее к резонансному режиму.
Расчет пружин и резиновых элементов проводят по обычным правилам строительной механики.
Более детально вопросы проектирования и расчета виброизоляции освещены в инструкции И 204-55/МСПМХП [15].
ЛИТЕРАТУРА
1. Ананьев И. В., Справочник по расчету собственных колебаний упругих систем, ОГИЗ, 1946.
2. Б а р к а н Д. Д., Динамика оснований и фундаментов, -Стройвоенмориздат, 1948.
3. Бернштейн С. А., Основы динамики сооружений, Госстройиздат, 1941.
4. ГольденблатИ. И. и Сизов А. М., Справочник по расчету строительных конструкций на устойчивость и колебания, Госстройиздат, 1952.
5. Корчинский И. Л., Расчет строительных конструкций на вибрационную нагрузку, Госстройиздат, 1948.
6. Лурье А. И., Методы динамического расчета сооружений «Справочник инженера-проектировщика промышленных сооружений» т. II (расчетно-теоретический), Госстройиздат, 1934.
7. Рабинович И. М., К расчету сооружений на действие сил, меняющихся во времени по произвольному закону. -«Вестник ВИА имени Куйбышева» № 20, изд. ВИА, 1937.
8. С а в и н о в О. А., Опыт эксплуатации перекрытий, под
держивающих машины, «Строительная промышленность» Xs 8, 1951.
9. С а в и н о в О. А., Фундаменты под машины. Основы проектирования, Госстройиздат, 1955.
10. С о р о к и н Е. С., Динамический расчет несущих конструкций зданий, Госстройиздат, М. 1956.
11. Тимошенко С. .П., Теория колебаний в инженерном деле, Гостехтеоретиздат, 1934.
12. Филиппов А. П., Колебания упругих систем, изд. АН УССР, 1956.
13. Сборник ЦНИПС «Исследования по динамике сооружений», Госстройиздат, 1951.
14. Инструкция по проектированию и расчету несущих конструкций зданий под машины с динамическими нагрузками (И 200-54/МСПМХП), Госстройиздат, 1955.
15. Инструкция по проектированию и расчету виброизоляции машин с динамическими нагрузками и оборудования, чувствительного к вибрациям (И 204-55/МСПМХП), Госстройиздат, 1956.
ГЛАВА XII
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОТИВОКОРРОЗИОННЫХ ЗАЩИТ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
При действии на железобетонные конструкции агрессивной внешней среды, жидкой или газообразной, в них возникают процессы коррозии, развитие которых может привести к значительным повреждениям этих конструкций. В железобетоне процессы коррозии при действии внешней среды могут протекать как в бетоне, так, в известных условиях, и в стальной арматуре конструкций.
Наибольшее развитие коррозия получает при одновременном действии химических и физических факторов, т. е. при действии химически агрессивной среды одновременно с периодическим замораживанием или при наличии испаряющей поверхности, или одновременно с механическим действием внешних сил и т. д.
Большое влияние оказывает на развитие процессов коррозии также скорость поступления агрессивной жидкости к поверхности или соответственно скорость движения ее сквозь толщу бетона (т. е. при данной степени проницаемости бетона процесс коррозии зависит от величины гидростатического напора жидкости); весьма существенное влияние на размер повреждения железобетонной конструкции оказывает плотность и проницаемость бетона.
Химический состав природных вод (грунтовых, речных, морских) может изменяться в довольно широких пределах. Меняется как солевой состав (концентрация растворенных в воде веществ), так и реакция водного раствора (кислая или щелочная).
В еще больших, трудно учитываемых пределах изменяется химический состав и другие характеристики промышленных и сточных вод.
В соответствии с составом и другими свойствами воды изменяется характер и скорость протекания процессов коррозии в бетоне.
Из большого числа разнообразных видов коррозии можно выделить три основных вида или три основные группы коррозии. В пределах каждой группы или каждого вида процессы коррозии объединяются основными ведущими признаками [3].
По сумме ведущих признаков можно дать следующее определение этих трех основных групп (видов) коррозии.
В первой группе (коррозия I вида) объединяются все те процессы коррозии, которые возникают в бетоне при действии вод с малой временной жесткостью, когда составные части цементного камня растворяются и уносятся протекающей водой. Особенное развитие эти процессы получают при фильтрации воды сквозь толщу бетона. Наличие в воде солей, не реагирующих непосредственно с составными частями цементного камня, повышая ионную силу раствора, увеличивает 14 Зак. 2065
растворимость цементного камня, усиливая и ускоряя этим развитие процессов коррозии.
Во второй группе (коррозия II вида) объединяются все те процессы коррозии, которые развиваются в бетоне при действии вод, содержащих химические вещества, вступающие в обменные реакции с составными частями цементного камня. Образующиеся при этом продукты реакции либо легко растворимы и уносятся водой, либо выделяются в виде аморфной, не обладающей вяжущей способностью массы на месте реакции. К этой группе могут быть отнесены, например, процессы, возникающие в бетоне при действии кислот, магнезиальных солей и др.
В третьей группе (к о р р о з и я III в и д а) объединяются все те процессы коррозии, при развитии которых в порах, капиллярах и других пустотах бетона происходит накопление малорастворимых солей; кристаллизация последних вызывает возникновение значительных усилий в стенках, ограничивающих рост кристаллических сростков, и, как следствие этих усилий, разрушение структурных элементов бетона. К этой группе могут быть отнесены, например, процессы коррозии при действии сульфатов, где разрушение бетона вызывается ростом кристаллов гипса и сульфоалюмината кальция.
В естественных условиях редко встречается коррозия того или иного вида обособленно от остальных, но обычно наблюдается преобладание какого-либо одного вида и всегда можно проследить и учесть роль второстепенных для данного случая видов коррозии.
Для каждого вида коррозии могут быть установлены общие закономерности, а в соответствии с этим установлены и общие мероприятия по борьбе с разрушением бетона и по обеспечению долговечности сооружений из него.
Для оценки степени агрессивности вод разработаны нормы (Н 114-54) [1] для гидротехнических сооружений и для подземных сооружений, оснований и фундаментов (НиТУ 127-55) [2].
В указанные нормы включены основные признаки, по которым та или иная вода может быть отнесена к агрессивным или к неагрессивным водам.
В число признаков включены преимущественно те, с которыми чаще всего приходится встречаться на практике. Многообразие состава и свойств промышленных и сточных вод отражено в нормах лишь частично.
В указанных выше нормах рассматриваются следующие агрессивные воздействия [8].
Во-первых, производится оценка возможности развития коррозии бетона вследствие выщелачивания растворимых составных частей цементного камня мягкими водами (кор-
ГЛАВА XII. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОТИВОКОРРОЗИОННЫХ ЗАЩИТ
210
розня I вида), характеризующимися низкой величиной временной (карбонатной) жесткости. Чем ниже эта величина, тем более резко выражены агрессивные свойства воды. Наибольшей стойкостью при одинаковой степени плотности обладают в этих условиях бетоны на пуццо-лановом и шлакопортландцементе.
В о-в тор ы х, производится оценка возможности развития коррозии бетона при действии кислот (по величине pH — коррозия II вида), в частности углекислоты (по количественному содержанию агрессивной углекислоты), а также при действии магнезиальных солей (по содержанию иона магния). Во всех этих случаях все наиболее распространенные виды цемента: портланд-цемент, пуццо-лановый портланд-цемент, шлакопортланд-цемент практически мало стойки и не могут обеспечить долговечность бетона, в состав которого они вошли.
Учитывая обычные условия службы сооружений, в частности действие мороза, при выборе вяжущего в условиях возможного развития коррозии II вида и при наличии агрессивных признаков в воде следует отдать предпочтение обычному портланд-цементу при условий, конечно, принятия других мер по обеспечению долговечности бетона, а именно, повышения плотности его, в крайнем случае и защиту поверхности сооружения.
В-третьих, производится оценка возможности развития коррозии бетона при действии сульфатов (коррозия III вида) (по концентрации сульфат-иона). Несколько большей стойкостью по сравнению с бетоном на обычном портланд-цементе обладают в данном случае бетоны на пуц-цолановом и шлакопортландцементе. При наличии значительного количества сульфатов (превышающем нормы) все вышеперечисленные цементы не могут обеспечить долговечность бетона и вместо них могут быть применены сульфатостойкий портландцемент и сульфатостойкий пуццолановый портландцемент [5].
При высокой концентрации сульфатов применение и этих, более стойких, цементов уже не может обеспечить долговечность бетона и должны быть приняты другие меры по обеспечению ее, в первую очередь к ним относятся повышение плотности бетона, а в крайнем случае и защита поверхности.
Следует отметить, что приведенные в нормах признаки агрессивности дают возможность получить лишь общее и приближенное представление о наличии агрессивных свойств воды-среды для бетона. Наличие агрессивных свойств, установленное с помощью норм, свидетельствует лишь о возможности (а не о неизбежности) развития процессов коррозии бетона в случае, если не будут приняты меры борьбы с коррозией.
Одним из основных и наиболее простых мероприятий по предотвращению развития процессов коррозии в бетоне является повышение плотности бетона.
Указанные выше нормы агрессивности относятся к бетону средней плотности с водоцементным отношением (В/Ц) порядка 0,65—0,7; снижение величины В/Ц до 0,6—0,5 дает возможность повысить плотность и соответственно стойкость бетона.
Максимальная величина водоцементного отношения для бетона, расположенного в зоне переменного уровня и подвергающегося действию воды и замораживанию, не должна при этом превышать значения, указанного в специальных инструкциях.
Выбор мероприятий по обеспечению стойкости бетона и долговечности железобетонной конструкции производится следующим образом в зависимости от степени агрессивности, свойств воды-среды, условий ее взаимодействия с бетоном, климатических и других условий (для наземной зоны и зоны переменного уровня [7], [10J, [13].
Вначале выбирают цемент в зависимости от вида коррозии, могущей развиваться в бетоне при действии данной агрессивной среды, в зависимости от зоны сооружения по отношению к горизонту воды или поверхности земли и других факторов. Затем, исходя из соображений придания бетону необходимой плотности, устанавливают максимально допустимую величину водоцементного отношения.
С учетом этих данных производят обычными методами подбор состава плотного бетона. При слабо агрессивной среде перечисленных мероприятий обычно достаточно для обеспечения стойкости бетона и долговечности конструкций. При более агрессивной среде, т. е. при значительном превышении норм агрессивности, одними лишь этими мероприятиями не может быть обеспечена стойкость бетона и приходится защищать поверхность конструкций от воздействия агрессивной среды; при этом в первую очередь следует прибегать к мероприятиям профилактического характера, уменьшая поступление агрессивной среды к сооружению (дренаж, отвод воды), а затем и к активной защите поверхности (покраской, штукатуркой, устройством гидроизоляции и, наконец, облицовкой поверхности железобетонного сооружения).
При защите поверхности железобетонных элементов сооружений можно выделить три основных случая: 1) защита подземной части сооружений от действия агрессивных грунтовых вод; 2) защита стен, колонн, потолков зданий, междуэтажных перекрытий и других частей строительных конструкций, подвергающихся воздействию газов и конденсата; 3) защита полов первых этажей и междуэтажных перекрытий, желобов, приямков и других частей строительных конструкций, подвергающихся воздействию газовой и жидкой фазы агрессивной среды и механическим воздействиям при передвижении безрельсового транспорта и людей при монтаже и ремонте оборудования и др*
Защита арматуры железобетонных конструкций производится в соответствии с инструктивным письмом: «О защите арматуры железобетонных и других армированных конструкций от коррозии» (НИИбетона и железобетона АСиА СССР, 195J).
§ 2. ЗАЩИТА ПОДЗЕМНЫХ ЧАСТЕЙ СООРУЖЕНИЙ И КОНСТРУКЦИЙ
При наличии в грунте сильно агрессивных сред, например при проникновении пролитых агрессивных жидкостей через пол, для подземных частей конструкций (или сооружений) надлежит применять наиболее стойкий в данных условиях бетон и, кроме того, предусматривать химически стойкую защиту и материалы для поверхности этих частей конструкций: краски на основе битума с растворителями, рулонные гидроизоляционные материалы, а в отдельных случаях и облицовки из обыкновенного глиняного кирпича, пропитанного в битуме, и др.
При отсутствии грунтовых вод, когда агрессивные среды могут попадать в грунт только в результате пролива, подземные части конструкций рекомендуется защищать согласно указаниям рис. XII.1; бетонные блоки подземных конструкций (стен, фундаментов и т. п.) укладывают по подготовке, состоящей из кислотоупорного щебня, пролитого холодной битумной мастикой; сухую поверхность бетонных или железобетонных конструкций обмазывают битуминолем слоем толщиной 10 мм или наносят битумно-руберойдную изоляцию; затем, перед засыпкой грунта, устраивают замок из мятой жирной глины слоем толщиной 200—300 мм.
При наличии сильно агрессивных грунтовых вод применяют усиленную защиту (рис. XII.2), отличающуюся от описанной выше тем, что после нанесения битумно-ру-беройдной изоляции фундамент обкладывают обыкно-
§ 2. ЗАЩИТА ПОДЗЕМНЫХ ЧАСТЕЙ СООРУЖЕНИЙ И КОНСТРУКЦИЙ
211
Рис. XII.1. Защита фундаментов (или других подземных частей конструкций) при отсутствии грунтовых вод
1 — подготовка из утрамбованного кислотоупорного щебня, пролитого холодной битумной мастикой;
2 — битумно-руберойдная изоляция или обмазка би-туминолем слоем толщиной 10 мм; 3 — железобетонная плита; 4 — забивка мятой жирной глиной слоем толщиной 200 мм; 5 — блоки фундамента
Рис. XII.2. Защита фундаментов (или других подземных частей конструкций) при наличии агрессивных грунтовых вод (кислых или щелочных)
1 — подготовка из утрамбованного кислотоупорного щебня, пролитого холодной битумной мастикой;
2 — битумно-руберойдная изоляция; 3 — железобетонная плита; 4 — облицовка из обыкновенного глиняного кирпича, пропитанного в битуме и уложенного на битуминоле, толщина облицовки у4 кирпича;
5 — мятая жирная глина слоем толщиной 200 жж; 6 — блоки фундамента
венным глиняным кирпичом, который в отдельных случаях для усиления защиты (при действии кислот) пропитывают в битуме и укладывают на битуминоле.
Подземные части сборных бетонных или железобетонных фундаментов под оборудование защищают ана-
Рис. XII.3. Защита фундамента под насосы
1 — бетонное основание; 2 — бетонный фундамент; 3 — изоляция битумно-руберойдная или обмазка битуминолем слоем толщиной 10 мм; 4 — метлахские плитки толщиной 10 мм на силикатной замазке; 5 — забивка мятой жирной глиной;
6 — анкерные болты; 7 — противень для сбора проливов
логичным образом; на рис. XII.3 показан пример защиты фундамента под насосы, где возможно просачивание агрессивной среды через пол.
§ 3. ЗАЩИТА БЕТОННЫХ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ СТЕН, КОЛОНН И ПЕРЕКРЫТИЙ
Бетонные поверхности, подвергающиеся воздействию газообразных агрессивных сред и образующегося на них конденсата, предохраняют от разрушения в зависимости от агрессивности среды следующими способами:
а) плотной цементной затиркой или штукатуркой;
б) окраской химически стойкими красками.
Окраска поверхностей для защиты их от действия агрессивной среды выполняется различными способами: либо на заранее заготовленных элементах конструкции до их сборки, либо после сборки.
Перед окраской защищаемые поверхности подготавливают в соответствии с требованиями Технических условий (ТУ 115-55).
Стены, колонны, перекрытия помещений, где не предъявляется особых требований к цвету поверхностей, можно окрашивать красками темного цвета на основе битума, а при действии на поверхность масел — красками на основе пека. В этих случаях в качестве красок рекомендуется использовать:
а) битумно-бензиновые композиции с отношением битума к бензину от 1 : 3 (для грунтовки) до 1 : 1 или 3 : 1 (для покровного слоя);
б) битум с лаком этин о л ь в качестве растворителя с отношением битума к этинолю 1:1;
в) битум с перхлорвиниловым лаком;
г) эмаль-этиноль следующего состава (изготовляется на месте производства работ): лак этиноль (ВТУ 1267-53)—50—75°/о; графит тонкодисперсный ГОСТ 8295-57—5°/о и асбест тонкодисперсный (ГОСТ 7-51) — 20%;
д) каменноугольный лак или кузбас-слак (ГОСТ 1709-42), представляющий собой раствор каменноугольного пека в растворителях (бензоле, ксилоле, сольвентнафте) со следующим соотношением компонентов: каменноугольного пека—45%,
14*
ГЛАВА XII. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОТИВОКОРРОЗИОННЫХ ЗАЩИТ
212
бензола — 4О°/о, антраценового масла —10—15°/о; расход лака на 1 м2 поверхности — 250 г;
е) лак 411 кислотостойкий (ГОСТ 1347-41), представляющий собой раствор асфальта и растительного масла в скипидаре, уайт-спирите, сольвентнафте; лак 411 получают готовый; при применении его в качестве грунтовочного слоя лак разбавляют в бензине или уайт-спирите в соотношении 1 : 1. Для придания лаку светлого цвета в него добавляют алюминиевую пудру (ГОСТ 5494-50) в количестве 15—20%;
ж) лак 177 черный (ГОСТ 5631-51), представляющий собой раствор битума с высыхающим маслом в летучих растворителях; лак получают готовым; для придания светлого цвета в лак 177 можно вводить алюминиевую пудру в количестве 15—2О°/о; лак и краски разводят до рабочей вязкости уайт-спиритом, бензином, скипидаром, ксилольной фракцией и т. д.;
з) лак масляный № 42 (ТУ МХП 687-41), представляющий собой раствор асфальтитов и препарированных растительных масел в летучем растворителе с добавкой сиккатива, разводят до рабочей вязкости уайт-спиритом, бензином, скипидаром;
и) лак № 102/19 (ТУ МХП 1602-47), представляющий собой раствор асфальтов в высыхающем масле с добавлением сиккативов и растворителя; этот лак наносят по грунту-лаку № 101/19 (ТУ МХП 1537-47);
к) битумные эмульсии. Для изоляции конструкций в помещениях, где предъявляются особые требования к цвету поверхностей, для окраски могут быть применены:
а) перхлорвиниловые лаки или эмали (ГОСТ 7313-55 и 6993-54), выпускаемые заводами (табл XII.1).
Таблица XII.1
Составы перхлорвиниловых лаков и эмалей, рекомендуемые для окраски внутри помещений
Материал Номер технических условий Состав
Лак ОНИЛХ-3 ТУ МХП 1250-48 Раствор перхлорвиниловой смолы в смеси хлорбензола и дихлорэтана; пластификатор—хлорпа-рафин; приготовляется из концентрата
Лак ХСЛ (бесцветный покровный) ГОСТ 7313-56 Раствор перхлорвиниловой смолы в органических растворителях с пластификатором; приготовляется из сухой смолы
Лак ВХЛ-4000 ВТУ МХП 2647-51 То же
Грунт ХСГ-26 химически стойкий (красный, коричневый) ВТУ МХП 1807-50 То же, с добавлением пигментов
Грунт ВХГ-4007 химически стойкий ВТУ МХП 2596-51 То же, с добавлением пигментов
Эмаль ХСЭ-26 химически стойкая ВТУ МХП 1777-50 Раствор перхлорвиниловой и полиэфирной смолы в органических растворителях с пластификатором и пигментом; приготовляется из сухой смолы
Эмаль ВХЭ-4023 химически стойкая (серая) ВТУ МХП 2597-51 То же
Перхлорвиниловые лаки хорошо противостоят действию сильных агрессивных сред таких, как хлористый водород, сернистые газы и др. На рис. ХП.4 дана схема защиты стены и потолка перхлорвиниловым лаком;
б) лаками 411 и 177 с добавками алюминиевой пудры для получения светлого цвета (ГОСТ 1347-41 и ГОСТ 5631-51);
в) в качестве грунтовочного материала для перхлорвиниловых лаков и эмалей применяют пер-
Рис. XII.4. Защита стены и потолка перхлорвиниловым лаком
I— кирпичная стена и железобетонное перекрытие; 2 — штукатурка песчано-цементным раствором; 3 — перхлорвиниловое покрытие в 6 слоев (2 слоя грунта ХСГ-26, 2 слоя эмали ХСЭ-23, 2 слоя лака ХСЛ)
хлорвиниловый грунт ХСГ-26 (ГОСТ 7313-55), грунт ВХГМ (ТУ МХП 4204-54), а также грунт, состоящий из смеси перхлорвинилового лака ХСЛ (ГОСТ 7313-55) или лака ОНИЛ-3 (ТУ МХП 1250-48), с одним из следующих наполнителей (высушенных до влажности не более 2% и просеянных через сито 1 600 отв/см2): диабазовой муки, андезитовой муки, маршалита, молотого графита; рекомендуемое соотношение между лаком и наполнителем 7 : 3;
г) для повышения плотности и стойкости поверхности бетона может быть применено флюатирование, т. е. обработка его водным раствором кремнефтористого магния или кремнефтористоводородной кислоты с образованием на поверхности нерастворимых соединений; покрытие флюатом (при температуре не ниже 10°) производится за 3—4 раза с промежутками: первый раз раствором концентрации 1—2,5%, второй раз — концентрации 6—8%, третий и четвертый раз — концентрации 12%.
Вместо флюатов допускается применять раствор кремнефтористоводородной кислоты, защитное действие которой аналогично действию раствора флюата. Покрытие раствором кремнефтористоводородной кислоты производится за 3—4 раза с промежутками: первый раз раствором концентрации 3%, второй раз—концентрации—5%; третий и четвертый раз — концентрации 7%.
При работах с красками, флюатами и кремнефтористоводородной кислотой должны строго соблюдаться требования техники безопасности. Рабочие должны иметь резиновые перчатки, фартуки и очки, и при работах с краскопультами, кроме того, и респираторы или
§ 4. ЗАЩИТА ПОЛОВ, ЖЕЛОБОВ И ПРИЯМКОВ
213
противогазы. Необходимо также соблюдать остальные мероприятия, согласно специальным инструкциям по технике безопасности. Составы и правила применения за* щитных покрытий изложены в «Инструкции по защите пористых материалов лако-красочными и гидрофобизи-рующими покрытиями» (Научно-исследовательский институт бетона и железобетона АСиА СССР, 1959).
§ 4. ЗАЩИТА ПОЛОВ, ЖЕЛОБОВ И ПРИЯМКОВ
При выборе конструкции химически стойкой защиты полов комплекс воздействий агрессивной среды и механических нагрузок на пол определяется по следующим основным положениям.
Одна и та же агрессивная среда может привести к различной степени интенсивности разрушения пола в зависимости от условий воздействия (табл. XII.2).
Таблица XII.2
Воздействие агрессивной среды на полы в зависимости от ее состояния и условий
Состояние агрессивной среды Вид воздействия Температура в град. Агрессивность в баллах
Газы (с образова- Систематическое ув- 1
нием конденсата) лажнение поверхности агрессивной средой — 2
Жидкость Случайные и незначительные проливы — 3
Жидкость Систематические проливы — 4
Жидкость Систематические До 50 5
проливы больших количеств, с длительным застоем До 100 6
Уклон пола принимается не менее 0,5%; наиболее распространенный уклон пола 1%; на небольших участках, а также у трапов и сточных желобов уклон может доходить до 2% и выше. Уклоны следует создавать за счет придания подготовке соответствующей толщины, а не за счет толщины защитного слоя покрытия, причем направление уклона должно идти от стен, выступающих фундаментов и колонн в сторону сточного желоба или трапа.
При наличии в одном помещении аппаратов с различными агрессивными средами, из-за пролива которых требуется химически стойкая защита пола, площадь пола разбивают по зонам воздействия этих сред. Рекомендуется для кислых и щелочных растворов устраивать самостоятельные трапы, сточные желоба и приямки.
Зоны воздействия различных агрессивных сред разделяют разносторонними уклонами пола.
Выбранная защита пола должна отвечать требованиям, предъявляемым к полу по прочности при механических воздействиях.
При защите пола междуэтажного перекрытия необходимо учитывать дополнительную нагрузку на перекрытие от веса самой защиты, который может быть весьма значительным.
Температура нагрева пола зависит от избранного материала и конструкции защиты пола и должна быть не выше:
а) для полов из кислотоупорного бетона, из кислотоупорного кирпича, керамических или диабазовых плиток, клинкерного и шамотного кирпича, уложенных на кислотоупорных силикатных замазках, 150°;
б) для полов из брусчатки, керамических и диабазо
вых плиток, уложенных на цементно-песчаном растворе, 100°;
в) для полов из кирпича или плиток на битумной мастике 70°;
г) для полов асфальтобетонных и дегтебетонных 50°.
В полах надлежит устраивать деформационные швы через каждые 10—12 ж; в полах, уложенных на мастике битуминоль, деформационных швов не делают.
По толщине химически стойкие полы (перекрытия) состоят из следующих слоев:
1) основание (несущая часть перекрытия);
2) стяжка (выравнивающий слой);
3) непроницаемый подслой (гидроизоляция);
4) покрытие (верхний элемент пола).
Основные виды непроницаемых подслоев, рекомендуемых при защите полов и строительных конструкций, приведены в табл. ХП.З.
Таблица ХП.З
Вид и назначение непроницаемого подслоя при защите полов
№ п/п Вид непроницаемого подслоя Назначение непроницаемого подслоя
1 Битумная изоляция на основе рулонных материалов (руберойд, борулин, пергамин, гидроизол, бри-зол); конструкция изоляции: холодная или горячая грунтовка битумом слоем толщиной 1—2 мм, приклейка руберойда слоем толщиной 2—3 мм на битуме марки IV, шпаклевка битуминолем слоем толщиной 1—2 мм; общая толщина изоляции 4—5 мм Для верхнего покрытия пола из искусственных силикатных кислотоупорных материалов, уложенных на силикат* ной кислотоупорной замазке, и кислотоупорного бетона; условия воздействия агрессивной среды на пол соответствуют баллу 1—2 (по табл. ХП. 2)
2 То же, двухслойная; конструкция изоляции: грунтовка битумом слоем толщиной 1—2 мм, приклейка руберойда на битуме слоем толщиной 2—3 jwjw, шпаклевка битуминолем слоем толщиной 1—2 мм, приклейка второго слоя толщиной 2 мм, шпаклевка слоем толщиной 1—2 мм; общая толщина изоляции 8—10 мм То же, что и для п. 1, усиленный подслой применяют при агрессивной среде с оценкой 1,2 и 3 балла
3 Полиизобутиленовая изоляция (ПСГ) на клее № 88 или Б-12 (однослойная, с проваркой швов); общая толщина слоя 3—4 мм Для полов, где возможно образование застойной агрессивной жидкости, а также подслой для футеровки желобов, каналов, прияжков и др. при агрессивности, соответствующей балу 4, 5 и 6
4 Полиизобутиленовая изоляция (ПСГ) на клее № 88 или Б-12, двухслойная с перекрытием швов; общая толщина изоляции 6—8 мм i То же, что и п. 3, для тяжелого режима эксплуатации пола, а также как подслой для нейтрализаторов, приямков и др.
5 Толевая дегтевая изоляция, беспокровная толь-кожа (ГОСТ 1887-51), в два слоя Маслостойкий непроницаемый подслой
6 Обмазочная или окрасочная изоляция; битумная мастика в два слоя 2—3 мм, кислотоупорные лаки и др. Для полов при агрессивной среде, соответствующей баллу I
Функции непроницаемого подслоя может выполнять верхнее покрытие, если оно сделано из асфальтобетона и дегтебетона, обыкновенного глиняного или шамотного
214
ГЛАВА XII. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОТИВОКОРРОЗИОННЫХ ЗАЩИТ
Тип ХШ
Тип XST
Тип X
Тип XXX
Рис. ХЦ.5. Конструкции химически стойких полов первого этажа и междуэтажных перекрытий
/ — осцрвание бетонное; 2— плита железобетонная (междуэтажное перекрытие); 3 — битумная изоляция на основе рулонных материалов (руберойда, борулина, гидроизола) в два слоя общей толщиной до 10 мм; 4 — полиизобутилен марки ПСГ в один или два слоя на клее № 88 и Б-12, общая толщина одного слоя 3—4 мм, двух слоев 6—8 мм; 5 — шпаклевка кислотоупорным силикатным цементом слоем толщиной 5 и 10 жж; 6 — шпаклевка битуминолем; 7 — стяжка из портланд-цементного раствора; 8— стяжка из арзамитовой замазки; 9 — кирпич кислотоупорный или, в менее ответственных местах, клинкерный на силикатном кислотоупорном цементе (толщина в */« и ж/2 кирпича); 10 — то же, с расшивкой швов арзами-том; 11—кирпич кислотоупорный на серном цементе; 12—кирпич кислотоупорный или клинкерный на битуминоле’ 13 — плитка метлахская на силикатном ; кислотоупорном4 цементе; 14 — плитка метлахская с разделкой швов ар-замитом; 15 —плитка керамиковая на портландцементном растворе; 16—плитка керамиковая (толщина 30 жж) на силикатном растворе с кислотоупорным цементом; 17 — кислотоупорный бетон; 18 — асфальт кислотоупорный; 19— битум-бетон; 20 — асфальт щелочеустойчивый; 21 — плитка из графита, пропитанного фенолформальдегидной смолой, на арзамитовой замазке; 22 — торцовая шашка на битуме марки V; 23 — обыкновенный глиняный кирпич, пропитанный нефтебитумом и уложенный на битуминоле или пропитанный пекосмоляной массой и уложенный на пекосмоляной кислотоупорной замазке
кирпича, пропитанного в битуме и уложенного на битуминоле, а также из плиток (диабазовых) с разделкой швов непроницаемыми мастиками.
Верхнее покрытие (пол) может быть выполнено из штучных материалов: кислотоупорных плиток, кислотоупорного кирпича, обыкновенного глиняного, шамотного и клинкерного кирпича, пропитанного битумом или пеком, плиток из каменного литья, плиток специального
назначения, торцовых шашек и др., а также из бесшовных затвердевающих масс: кислотоупорного бетона, асфальтобетона и дегтебетона.
Основные конструкции химически стойких полов приведены на рис. XII.5; на этом рисунке дается общая толщина слоя верхнего покрытия, стяжки и непроницаемого подслоя; толщина для некоторых типов- покрытия взята условно, например, в !/4 крипича
215
§ 5. СОСТАВЫ ХИМИЧЕСКИ СТОЙКИХ РАСТВОРОВ, БЕТОНОВ, МАСТИК, КЛЕЕВ И ДР.
(65 мм); она может быть увеличена (до !/2 кирпича, 1 кирпича и т. д.), если это потребуется по расчету пола на механическую прочность.
Примерные области применения полов различных типов приведены в табл. XII.4.
Таблица ХП.4
Примерная область применения полов
Тип пола (по рис. ХИ.5) Область применения
I, 11, III, IV, V При действии серной, соляной, азотной, уксусной, фосфорной и некоторых других кислот н их солей, имеющих кислую или нейтральную реакцию. Полы типа IV и V, имеющие двухрядное покрытие, применяются при тяжелых режимах эксплуатации и для облегчения ремонта верхнего покрытия пола без нарушения непроницаемого подслоя
VI, VII При действии переменных сред: кислых, нейтральных и щелочных
VIII В складах хранения кислот и др.
IX При значительной влажности пола и возможных проливах растворов серной кислоты концентрации до 1—2 °/0
X, XI, XII Для переменных сред: кислых (для слабых концентраций), нейтральных, щелочных при температуре не выше 60—70° и при отсутствии в агрессивной среде масел и растворителей битумов
XIII, XIV При действии щелочных агрессивных сред
XV Для сильно увлажняемых полов с проливами минеральных кислот, а также для поддонов оросительных холодильников
XVI, XVII При действии сред, содержащих в своем составе фтористоводородную кислоту
Кроме указанных на рис. XII.5 материалов, применяемых для основных типов химически стойких полов, известно большое количество их заменителей, например, в менее ответственных местах кислотоупорный кирпич
Рис. XII.6. Защита пола в местах усадочных или температурных швов
1 — железобетонное перекрытие; 2 — вулканизированная резина или пластикат слоем толщиной 3—5 мм;
3 — битумно-руберойдная изоляция слоем толщиной 10 мм; 4 — шпаклевка силикатной замазкой; 5— плитка керамиковая толщиной 30 мм; 6 —заливка битуминолем
можно заменить шамотным, клинкерным кирпичом, брусчаткой, диабазовым и асфальтовым литьем и др.
На рис. XII.6—XI 1.8 приведены узлы химически стойкой защиты фундаментов, каналов и усадочных швов, применяемые в практике треста Монтажхимза-щита.
Рис. XII.7. Защита канала
1 — бетонное основание; 2 — полиизобутилен ПСГ слоем толщиной 3 мм, на клее № 88; 3—лоток из керамиковой полутрубы (поставленный на битуминоле); 4 — облицовка из кислотоупорного кирпича толщиной в */-2 кирпича, уложенного на битуминоле; 5 — изоляция битумно-руберойдная слоем толщиной 10 мм; 6 — защита пола из кислотоупорного кирпича толщиной в */« кирпича; 7 — решетка чугунная или из нержавеющей стали
Рис. XII.8. Защита бетонных ленточных опор под оборудование, расположенное на междуэтажном перекрытии
г / — железобетонное перекрытие; 2 — непроницаемый подслой; 3 — защита пола; 4 —облицовка боковых граней опор керамиковой плиткой; 5 — подливка из силикатной замазки
§ 5. СОСТАВЫ ХИМИЧЕСКИ СТОЙКИХ РАСТВОРОВ, БЕТОНОВ, МАСТИК, КЛЕЕВ И ДР.
Ниже приводятся составы химически стойких вяжущих, клеев, бетонов и других веществ, наиболее часто применяемых в конструкциях защит от химической коррозии. Составы даны главным образом для материалов, приготовляемых непосредственно на месте производства работ.
1. Составы кислотоупорных силикатных растворов
Эти составы приведены в табл. XII.5.
Гранулометрический состав для наполнителей следующий:
№ сита
03 ...
021 .. .
0085 . . .
0053. . .
Остаток после просеивания (в °/0) 0 не более 0,5—1 не более 10—15 не более 65—70
ГЛАВА XII. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОТИВОКОРРОЗИОННЫХ ЗАЩИТ
216
Т а б л и ц а ХП.5
Составы кислотоупорных силикатных растворов
s
Жидкое стекло (ГОСТ 962-53)
Наполнитель (порошок)
модуль
3
6. Состав щелочестойкого асфальта
Нефтебитум № 4 (смесь № 3 и № 5, ГОСТ 6617-56) 16—18%;
щелочестойкая мука (в качестве щелочестойкого наполнителя могут применяться известняки и доломиты) 29__20%
асбест № 6 или № 7 (ГОСТ 7-51) 5—7%;
молотый щелочестойкий наполнитель 50—55%.
7. Состав серного цемента
Диабазовые
базальтовые растворы
и
Измельченный плавленый базальт или диабаз . . . 950 50 2,5 1,49 36,2
То же .... 950 50 2,75 1,46 35,5
’ .... 960 40 3 1,36 31,6
бештаунитовые растворы
Андезитовые
и
Измельченные андезиты или бештауниты .
То же . . . .
950
960
50
40
2,5-2,6
1,49—1,45
1,45—1,38
34—36
36—38
Примечание. Количество наполнителя дается ориентировочно; оно зависит от степени измельчения и устанавливается пробным замесом.
Замазки приготовляют путем тщательного смешивания кислотоупорных наполнителей с кремнефтористым натрием и затворения их на жидком стекле.
2. Состав кислотоупорного бетона
Кислотоупорный пылевидный наполнитель в количестве 25—38% от смеси наполнителя;
крупный кислотоупорный наполнитель — песок и щебень;
жидкое стекло (ГОСТ 962-53) (удельный вес 1,38—1,4 г!см2) — 40% от веса пылевидного наполнителя;
кремнефтористый натрий (ГОСТ 87-57) — 15% от веса растворимого стекла.
3. Состав кислотостойкого битум-бетона
Битум № 4 (смесь битумов № 3 и № 5 в соотношении 1:1) — 14%;
щебень андезитовый — 51 %;
мука андезитовая крупного помола (размер зерен—0,15 мм) —35%.
4. Состав щелочестойкого битум-бетона
Битум № 4 (ГОСТ 6617-56) — 14%;
щебень щелочестойкий — 51 %;
мука щелочестойкая (крупного помола, размер зерен — 0,15 мм) — 35%.
5. Состав кислотоупорного асфальта
Нефтебитум № 4 (ГОСТ 6617-56) — 16—18%;
молотый кислотоупорный наполнитель (андезитовая мука ВТУ МПСМ от 26.8.54 г.) 29—20%;
асбест № 6 или № 7 (ГОСТ 7-51) 5—7%;
кварцевый песок (ГОСТ 2781-50) 50—55%.
Сера (ГОСТ 127-51) природная комовая или природная молотая или газовая, наполнитель (кислотоупорный цемент, ГОСТ 5050-49), андезитовая или кварцевая мука) и пластификатор-тиокол (ВТУ МХП 1402-51), или
термопрен.
1. Состав с тиоколом: сера — 58,8%; наполнитель — 40%;
Тиокол—1,2%.
Серный цемент приготовляют путем расплавления серы в котле и добавления в расплавленную серу наполнителя и пластификатора.
2. Состав с термопреном: сера — 60%; наполнитель— 36%; термопрен — 4%.
8. Состав кислотоупорной замазки «арзамит»
Замазку «армазит-1» (ТУ МХП 522-54) и замазку «арзамит-4» (ВТУ МХП № 543-54) получают путем замешивания резольной фенолформальдегидной смолы в бензиловом спирте с минеральным наполнителем, содержащим в качестве реагента, ускоряющего затвердевание, паратолуолсульфохлорид.
Замазка выпускается в- виде двух отдельных расфасованных компонентов: арзамит-раствор и арзамит-мука.
Соотношение компонентов при приготовлении замазки «арзамит» при соответствующей вязкости раствора следующее.
Вязкость раствора Количество
в сантипуазах раствора в г на
100 г порошка
150— 200........................... 30
200— 300 ........................... 40
300- 400 ............................ 45
400— 600 ............................ 50
600— 900 ............................ 60
900—1 200 ............................ 65
Замазку приготовляют непосредственно перед употреблением на 1—1,5 часа работы путем смешения арза-мит-муки с арзамит-раствором (раствор вливают в муку, а не наоборот).
9. Состав асбовиниловой массы
Асбовиниловую массу изготовляют из лака этиноль (ВТУ 1267-53) и антофилитового асбеста III—V сортов; она должна удовлетворять ВТУ МХП № 3109-53.
При изготовлении 1 т асбовиниловой массы на месте производства работ (при соотношении связующего к наполнителю 1 : 1,3) принимают: лака этиноль (5О®/о) —435 кг
асбеста — 565 >
10. Составы кислотостойких мастик а) Холодные битумные мастики для наклейки руберойда и для футеровки Для наклейки руберойда нефтебитума № 5 (ГОСТ 6617-56) —80% (по весу); зеленого масла (ГОСТ 2985-51)—20%.
ЛИТЕРАТУРА'
- 217
Таблица XII.6
Составы мастики битуминоль
Марки битуминоля (100 вес. ч.) Наполнитель (вес. ч.) Асбест (вес. ч.) Температура размягчения по методу «Кольцо и шар* в град.
Р-1 (рубракс) .... 100 5 158
Р-2 80 5 148
Р-3 60 5 147
К-1 (на угольном
пеке) 200 5 120
К-2 (на угольном пе-
ке) 150 5 110
Н-1 (на битуме № 5). 100 5 113
Н-2 (на битуме № 5). 80 5 108
Н-5; К-1 (на битуме Каолина
№5) 100 10 137
Н-5; К-4 (на битуме
№ 5) 45 10 110
Для футеровки штучными материалами нефтебитума №5 — 60%;
кислотоупорного цемента (ГОСТ 5050-49)—20%;
зеленого масла — 20%.
Мастику приготовляют следующим образом.
Нефтебитум расплавляют в котле при медленном нагревании до температуры 170—180°; расплавленный битум тонкой струей вливают в зеленое масло, а затем добавляют наполнитель при тщательном перемешивании,
б) Мастики битуминоль для шпаклевки и футеровки
Битуминоль (мастика)—твердая черная масса, получаемая в результате перемешивания нагретых нефтяных асфальтовых битумов или пека с различного рода пылевидными наполнителями, предварительно подогретыми до температуры 70—80°, и асбестом.
В зависимости от состава битуминоли делятся на девять марок (табл. XII.6). Для шпаклевки применяют битуминоль марки Н-1 и Н-2.
ЛИТЕРАТУРА
Нормы и технические условия. Бетон гидротехнический. Признаки и нормы агрессивности воды-среды (Н 114-54).
Нормы и технические условия проектирования естественных оснований зданий и промышленных сооружений (Н и ТУ 127-55).
МПСМ СССР ВТУ-1949. На сульфатостойкий портландцемент.
МПСМ. СССР ВТУ-1949. На сульфатостойкий пуццолано-вый портланд-цемент.
ТУ 115-55 Технические условия на производство и приемку строительных и специальных работ. Разд. III «Бетонные и железобетонные работы», Госстройиздат, 1956.
ГОСТ 8295-57 «Графит П».
ГОСТ 7-51 «Асбест хризотиловый обогащенный».
ГОСТ 1709-42 «Лак каменноугольный».
ГОСТ 1347-41 «Лак кислотостойкий № 411».
ГОСТ 5494-50 «Пудра алюминиевая».
ВТУ 1267-53 «Лак этиноль».
ГОСТ 5631-51 «Лак битумный № 177 и краска АЛ-177».
ТУ МХП 687-41 «Лак масляный № 42».
ТУ МХП 1602-47 «Лак 102/19 черный».
ТУ МХП 1537-47 «Лак 101/19».
ГОСТ 7313-55 «Грунт, эмали и лак перхлорвиниловые химически стойкие».
ТУ МХП 4204-54 Грунт марки ВХГМ.
ТУ МХП 1250-48 Лак ОНИЛХ-3.
ГОСТ 2697-51 «Пергамин кровельный».
ГОСТ 87-57 «Натрий кремнефтористый технический».
ГОСТ 962-53 «Стекло жидкое (силикат натрия технический)».
МПСМ СССР ВТУ (от 26/VII1-54 г.) Андезитовая и беш-таунитовая мука.
*
1. Альбом «Антикоррозионные покрытия строительных конструкций и аппаратуры», Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
2. К л и н о в И. Я., Коррозия химической аппаратуры и коррозиояностойкие материалы, Государственное научно-техническое издательство машиностроительной литературы, 1954.
3. Москвин В. М., Коррозия бетона, Госстройиздат, 1952.
4. Москвин В. М., Флюатирование, «Новости техники» № 1, 1940.
5. Москвин В. М., Сульфатостойкий портланд-цемент, сборник статей по строительству, Стройиздат, 1948.
6. М о с к в и н В. М., Гидротехнические бетоны, доклад на IV конференции по бетону и железобетону, Стройиздат, 1949.
7. Москвин В. М. Проект инструкции по защите бетона от коррозии, Стройиздат, 1939.
8. Москвин В. М. и Красильников К. Г., Определение агрессивных свойств воды-среды для бетона, Машстрой-издат, 1950.
ГОСТ 6617-56 «Битумы нефтяные строительные. Технические условия».
ВТУ МХП 1402-51 Тиокол Д — каучукоподобный материал.
ГОСТ 127-51 «Сера элементарная (природная и газовая)» .
ТУ МХП 522-54. Замазка арзамит — 1 (кислотоустойчивая).
ВТУ МХП 543-54 Замазка арзамит —- 4.
ТУ МХП 3109-53 Асбовиниловая футеровочная масса.
ГОСТ 2985-51 «Масло зеленое (сырье нефтяное для производства сажи). Технические условия».
ГОСТ 5050-49 «Цемент кислотоупорный, кварцевый, кремнефтористы й».
ГОСТ 2165-51 «Руберойд».
ГОСТ 1038-41 «Пек каменноугольный».
НКТП-3188 Бензол моторный каменноугольный.
ГОСТ 1720-56 «Антрацен технический каменноугольный >
ГОСТ 3134-52 «Бензин растворитель для лакокрасочной
промышленности (уайт-спирит)».
ГОСТ 1928-50 «Сольвент каменноугольный (техниче-
ский)».
ТУ МХП 2987-52 Пластины полиизобутилековые марки ПСГ.
ГОСТ 1887-51 «Толь кровельный беспокровный (толь-кожа)».
ГОСТ 6993-54 «Эмали перхлорвиниловые».
О защите арматуры железобетонных и других армированных конструкций от коррозии. Инструктивное письмо НИИ бетона и железобетона АСиА СССР, БТИ НИИОМТ, 1959.
Инструкция по защите пористых материалов лако-красочными и гидрофобизирующими покрытиями, НИИ бетона и железобетона АСиА СССР, Госстройиздат 1959.
*
9. НИИХиммаш, Коррозионная и химическая стойкость материалов, Государственное научно-техническое издательство машиностроительной и судостроительной литературы, 1954.
10. МСПТИ, Сборник инструктивных материалов по защите строительных конструкций и аппаратуры от коррозии. Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
11. Поляков К. А. Неметаллические химически стойкие материалы, Государственное научно-техническое издательство химической литературы, 1952.
12. П о л я к о в К- А., Коррозия и химически стойкие материалы, Государственное научно-техническое издательство химической литературы, 1953.
13. Поляков К. А., Г у р ф и н к е л ь М. А., Коррозия и способы защиты оборудования в сернокислотной промышленности, Государственное научно-техническое издательство химической литературы, 1953.
ГЛАВА XIII
СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ О СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИЯХ
Стекложелезобетонные ограждения представляют собой разновидность железобетонных конструкций. В
Классификация стекложелезобетонных ограждений
ограждениях этого типа стекло обычно служит заполнением между несущими элементами — ребрами.
Классификация стекложелезобетонных ограждений
по различным признакам приведена в табл. XIII.1.
Таблица ХШ.1
По объемному весу По месту расположения в здании По теплотехническим качествам По светотехническим качествам
1. Легкие—с объемным весом до 1 200 кг!м* 2. Тяжелые —с объемным весом более 1200 кг, я3 1. Вертикальные, заменяющие окна и световые фонари с вертикальным остеклением Наклонные, заменяющие световые фонари 1. Полутеплые с сопротивлением теплопередаче не менее 0,4 м-!час град, ккал 2. Холодные — с сопротивлением теплопередаче менее 0,3 м-]час град! ккал 1. Прозрачные, обладающие способностью пропускать свет и заменяющие обычное листовое стекло 2. Светорассеивающие, обладающие способностью рассеивать падающий на них световой поток 3. Светонаправляющие, обладающие способностью преломлять падающий на них световой поток в желательном направлении
Таблица XI11.2
Область применения стекложелезобетониых ограждений
Виды стекложелезобетонных ограждений Область применения
1. Стекложелезобетонные ограждения с пустотелыми стеклянными блоками толщиной 100 мм Для заполнения светопроемов: а) в помещениях с кондиционированием воздуха (например, в цехах текстильной и пищевой промышленности и др.); б) в помещениях с высокими гигиеническими требованиями к внутреннему режиму (например, в цехах пищевой промышленности, крытых рынках и др.); в) в помещениях с агрессивной средой (например, в цехах предприятий химической промышленности, цветной металлургии и др.); г) в помещениях общественных зданий (спортивных и др.)
2. То же, толщиной 60 мм а) Для устройства внутренних перегородок в школах, больницах, жилых зданиях, торговых помещениях и др. б) Для заполнения светопроемов в лестничных клетках жилых и культурно-бытовых зданий
3. Стекложелезобетонные ограждения с плитками и линзами Для заполнения светопроемов: а) в помещениях с большими тепловыми нагрузками, а также в неотапливаемых помещениях (например, в крытых рынках); б) в подвальных помещениях, жилых, общественных и промышленных зданиях; в) при устройстве перегородок в производственных зданиях
Рекомендуемая область рационального применения стекложелезобетонных ограждений приведена в табл. XIII.2.
§ 2. СТЕКЛЯННЫЕ ИЗДЕЛИЯ И МАТЕРИАЛЫ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ ПРИ УСТРОЙСТВЕ СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИЙ Применяемые для стекложелезобетонных ограждений типы и размеры пустотелых стеклянных блоков, плиток, линз приведены в табл. XIII.3.
§ 3. ФИЗИКО-ТЕХНИЧЕСКИЕ И МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
Общий коэффициент светопропускания то стекложелезобетонных ограждений определяется по формуле
т0 = тгт2, (XIII.1)
где — коэффициент светопропускания света стеклоблоком; для обычных блоков принимается равным 0,6, для двухкамерных блоков — 0,45;
т2 — коэффициент пропускания света при прохождении света через решетку, образуемую железобетонными ребрами между блоками.
Значение ъ определяется по формуле
Fa
т»==0'7~р2р (ХШ-2)
Fb+Fm
где Гб — площадь лицевой стороны блока;
Гш—площадь швов, относимая к одному блоку.
§ 3. ФИЗИКО-ТЕХНИЧЕСКИЕ И МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
Таблица XIII. 3
Типы и размеры применяемых стеклянных блоков, плиток и линз
№ п/п Тип блока, плитки, линзы Светотехнические свойства Размеры в мм Назначение
_ 1 § 220 1 ««J* О) см А. Б л о к и Светорассеивающие Светонаправляющие Прозрачные 194x194 x 98 220x220x98 294 x 294 x 98 Светопроемы в наружных ограждениях
/ со Д СУ)
/34 1 ’ 22D “1 234 _
2 I То же 194 X 94X98 220x107x98 294x144x98 Светопроемы в наружных ограждениях
1 £ г с
оэ CJ)
199 * 229 “ 299
3 хь s:Ch То же 194X194X60 220x220x60 294x294x60 Внутренние перегородки
СУ) с с о
199 ' 22й 29Ь 'Ч 1
4 [ Д с 991 То же 194Х 94X60 220X107X60 294x144x60 То же
§ Т
199 220 299
5 Г 199 220 ’ 299 \~—199— ^—90^ О)С\1 '-см С) см То же (угловой) 194X98 220X98 294 X 98 Светопроемы в наружных ограждениях
ГЛАВА XIII. СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
220
Продолжение табл. XIII. 3
№ п/п
Тип блока, плитки, линзы
Светотехнические свойства
Размеры в мм
Назначение
Б. Плитки
6
Светорассеивающие
226X226X55
Светопроемы в ограждениях; перегородки
7
8
/50
150
ВЯЖИ жнжёз
КИНКИ
То же
То же
170X170X22
150X150X 50
То же
Светопроемы в по крытиях
§ 3. ФИЗИКО-ТЕХНИЧЕСКИЕ И МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИЙ
221
Продолжение табл. XIII. 3
№ п/п Тип блока, плитки, линзы Светотехнические свойства Размеры в мм Назначение
9 1 1 , В. Линзы Светорассеивающие 100; 60 Светопроемы в ограждениях
F Л f >
г 1 J J—too—
12
То же 135 x 60x105 То же
ГЛАВА XIII. СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
222
Значения общего коэффициента светопропускания у различных видов стекложелезобетонных ограждений приведены в табл. XIII.4.
Таблица XIII.4
Значения общего коэффициента, светопропускания т0 различных видов стекложелезобетонных ограждений
Вид стекложелезобетонных ограждений Ширина шва в мм Значения коэффициента т0
Из однокамерных стеклоблоков Из двухкамерных стеклоблоков Из стеклянных линз Из стеклянных призм (иллюминаторов) 10 30 10 30 10 30 о.з 0,25 0,25 0,18 0,4 о.з 0,15
Рифль внутренней поверхности стеклоблоков создает: а) светорассеяние, степень которого зависит от формы рифля и от характера обработки лицевых поверхностей блока;
б) преломление света, направление которого зависит от рифля (профиля) внутренних поверхностей, обращенных в воздушную полость стеклоблока.
Светорассеивающие свойства стеклянных блоков в значительной степени устраняют отрицательное влияние инсоляции помещений и уменьшают коэффициент пропускания лучистой тепловой энергии солнца; практически ограждение из стеклоблоков уменьшает приток солнечной радиации в помещение на 30—40% по сравнению с обычным двойным остеклением. Это качество ограждений из стеклоблоков позволяет расширить область допускаемой ориентации ряда зданий (промышленных, выставочных, музейных и др.) по странам света.
Светопреломляющий эффект призматической формы внутренних поверхностей стеклоблоков позволяет значительно увеличивать освещенность в глубине помещений.
Теплотехнические качества стекложелезобетонных ограждений обусловливаются: а) степенью разреженности воздуха во внутренней полости стеклоблоков, б) количеством полостей (камер) в стеклоблоке, в) шириной швов между блоками и г) размерами блоков.
Двухкамерные стеклоблоки имеют в плоскости сварки двух половинок блока прозрачную пленку. По данным ЦНИПСа, сопротивление теплопередаче опытных двухкамерных стеклянных блоков, разработанных Всесоюзным институтом стекла, мало отличается от сопротивления теплопередаче однокамерных блоков. Значения сопротивления теплопередаче 7?о стеклянных блоков различных размеров и форм даны в табл. ХИ 1.5.
Т абл ица XIII.5
Значения сопротивления теплопередаче 7?0 стекложелезобетонных ограждений
Вид стекложелезобетонных ограждений Сопротивление теплопередаче в м? час град 'ккал
Для вертикальных ограждений из стеклянных блоков толщиной 98 мм при швах 6 мм . . Для покрытий из стеклоблоков толщиной 98 мм при швах 30 мм, заполненных железобетоном, объемным весом 2 400 кг!м3 , То же, но при швах, заполненных армошла-кобетоном, объемным весом 1 950 кг)м3 . . Из стеклянных плиток при швах 6—30 мм 0,5 0,45 0,55 0,2—0,15
Сопоставление значений сопротивления теплопередаче Ro для разных видов остекления в зависимости от ско-
Рис. XIII.1. Зависимость теплопередачи разных видов остекления от скорости ветра
1 — одинарное остекление; 2 — двойное остекление; 3 — остекление из стеклянных блоков толщиной 98 мм
Ограждения из пустотелых стеклянных блоков обладают весьма малым воздухопроницанием и инфильтрацией. В табл. XII 1.6 приведены показатели воздухопроницаемости, отнесенные к 1 м2 ограждения, при различной ширине швов и при разной скорости ветра.
Таблица XIII.6
Значения воздухопроницаемости стекложелезобетонных ограждений
Конструкция ограждений из стеклоблоков Поверхность швов на 1 л<-ограждения в Воздухопроницаемость ь м? час м* при скорости ветра в м сек
1 3 5 7 10
Ограждение из стеклоблоков при ширине швов В ММ'. 8 5 0,103 0,064 0 0 0,003 0,002 0,009 0,006 0,0108 0,011 0,033 0,02
Пределы прочности при сжатии для блоков разных размеров и формы и допускаемые напряжения приведены в табл. XIII.7. В среднем допускаемое напряжение при сжатии принимается 18 кг/см2.
Сопротивление стеклоблоков удару в 13 раз превышает сопротивление удару обычного оконного стекла.
Ограждения из стеклоблоков обладают высокой степенью огнестойкости.
§ 4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
223
В табл. XIII.8 приведены показатели их огнестойкости.
Таблица XIII.7
Средние значения предела прочности стеклоблоков и допускаемые напряжения при сжатии
Размеры стеклоблоков в мм Предел прочности в кг!см? Допускаемые напряжения в кг! см?
220X 220X100 81 30
194X194X 93 63 25
250X125X100 25 12
Таблица XIII.8
Средние показатели огнестойкости ограждений из стеклянных блоков
Вид ограждения Размеры блоков в мм Предел огнестойкости в часах
Вертикальные ограждения из стеклоблоков Горизонтальные ограждения из стеклоблоков 250X125X100 220X220X100 250X125X100 220X220X100 2,3 2,5 2,0 1,6
§ 4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Стекложелезобетонные ограждения конструируются из трех материалов (стекла, бетона и стали), отличающихся друг от друга механическими и физическими свойствами. Проверку прочности стекложелезобетонных панелей производят на второй стадии напряженного состояния в предположении упругой работы, т. е. при линейном изменении напряжений по высоте сжатой зоны. Для этого ширину плиты приводят к стеклу по формуле
Ьб
ЬпР = Ьс +— , (XIII. 3)
т
Ес где т ~ ;
Еб
Ес иЕъ — модуль упругости соответственно стекла и бетона в кг/см2; величину £с принимают равной 630 000 — 850 000 кг! см2.
Полученные по расчету на нормативную нагрузку напряжения в стекле не должны превышать допускаемого. Напряжения в растянутой арматуре должны быть не
я: выше ---------
1,6
Швы между стеклоблоками армируют стальными стержнями диаметром 4—8 мм в вертикальных ограждениях и 6—10 мм в покрытиях.
При расчете температурных усилий и деформаций коэффициент линейного расширения принимают равным 9-10-6 .
При заполнении стеклоблоками проемов в кирпичных стенах или между железобетонными конструкциями средняя температура несущих конструкций, вследствие их большой тепловой инерции, обычно ниже средней температуры стекложелезобетонного заполнения. Разница в температурных деформациях на практике приводит к растрескиванию стеклоблоков. По этой причине при конструировании стекложелезобетонных ограждений не
допускается замоноличивание стекложелезобетонных элементов с несущими конструкциями.
Для обеспечения долговечности ограждений из пустотелых стеклянных блоков при проектировании необходимо соблюдать следующие положения.
На стекложелезобетонные ограждения нельзя передавать нагрузку от несущих конструкций зданий. Размеры стекложелезобетонных наружных ограждений ограничиваются площадью, не превышающей 15 м2. При этом максимальная ширина стекложелезобетонных панелей не должна превышать 3 м. В проемах, имеющих ширину более 3 м, предусматриваются импосты, разделяющие поле проема на участки, площадь каждого из которых не превышает 15 ж2. При высоте стекложелезобетонных стеновых панелей, превышающей 6 «и, в конструкцию вводятся ригели.
По периметру стекложелезобетонных ограждений предусматриваются швы расширения толщиной не менее 10 мм, а сверху под ригелями — не менее 20 мм. В швах расширения укладывают упругую прокладку (просмоленную паклю, стеклянный или минеральный войлок, гидроизол и т. д.).
Сборные стекложелезобетонные панели по периметру окаймляются железобетонной рамкой, размеры и армирование которой определяют по конструктивным соображениям или по расчету.
Конструктивные детали кладки из стеклоблоков для заполнения оконных проемов на месте, а также детали сопряжения со стеной стекложелезобетонных сборных панелей приведены на рис. XIII.2 (а, б, в).
В ряде практических случаев весьма удобной является комбинированная конструкция остекления из пустотелых стеклянных блоков со створными стальными или алюминиевыми фрамугами. Детали таких конструкций даны на рис. XII 1.3,в.
При строительстве зданий из сборных конструкций для заполнения светопроемов применяются крупноразмерные панели, общий вид, размеры и детали которых даны на рис. ХШ.З, а.
Конструктивные детали перегородок с применением стеклянных блоков приведены на рис. XIII.4.
Ориентировочный расход материалов на изготовление 1 м2 стекложелезобетонного ограждения приведен в табл. XIII.9.
Таблица ХШ.9
Ориентировочный расход материалов на 1 м2 вертикального ограждения
Наименование материалов Единица измерения Количество I
Стеклоблоки Стальная арматура Цемент марки 300 Битумная мастика Стеклянная вата Песок Руберойд (или толь) шт. кг м3 м1 25 2,2 3 0,25 0,35 0,02 0,2-0,4
Швы между стеклоблоками заполняют раствором, состав которого подбирается с учетом особенностей внутреннего тепловлажностного режима помещений. В табл. XIII.10 приведены некоторые из рекомендуемых составов цементных растворов.
Для приготовления растворов не рекомендуется применять быстротвердеющие цементы, дающие большую усадку, что нарушает сцепление между раствором и торцами стеклоблоков.
ГЛАВА XIII. СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
224
Рис. XIII.2. Конструктивные детали и сопряжения световых проемов из стеклянных блоков» выполняемые на месте (а; б) и из сборных стекложелезобетонных панелей (в)
а — общий вид кладки (фасад и разрезы); б — детали примыкания светового проема к кирпичной стене при наличии в кирпичной кладке вертикальных пазов; в — детали сопряжений при применении стекложелезобетонных сборных панелей; / — стальной уголок 50 x 50 мм; 2 — битуминизированная пакля; 3 — гидроизоляционная мастика;
4 — эластичные прокладки (минеральный или стеклянный войлок и др.); 5 — битумная мастика; 6 —цементный раствор; 7 — два слоя руберойда (или гидроизола) на битуме; <? —кровельная сталь; 9 — арматура; 10—железобетонная обвязка
Таблица XIII.10
Составы цементных растворов
Наименование компонентов Содержание по объему для состава
I II III
Цемент (марки 300, 400) . . . 1 1 1
Песок 2,5—3 1 1,8
Известняковая пыль . . — 2,25 —
Гранитная пыль — — 3
Крупность зерен песка заполнителя зависит от ширины швов; для вертикальных ограждений при ширине швов 6 мм применяется песок с крупностью зерен не более 1 мм; в стекложелезобетонных покрытиях при ширине швов 30 мм применяется песок с большей крупностью зерен.
Раствор может быть пластичным или жестким. Водоцементные отношения раствора составляют 0,5—0,6. При применении стекложелезобетонных ограждений в помещениях с повышенной температурой и относительной влажностью 80—85% рекомендуются цементные растворы с добавкой .известняковой или гранитной пыли составов II и III (табл. XIII.10). Эти растворы обладают коэффициентом термического расширения, приближающимся к коэффициенту термического расширения стекла.
При устройстве стекложелезобетонных покрытий верхнюю часть швов на глубину не менее 15 мм заливают гидроизоляционной мастикой, которую затем покрывают масляной краской. Составы гидроизоляционных мастик, рекомендуемые для заполнения швов между стеклоблоками, приведены в табл. XIII.11.
Таблица XIII.11
Составы гидроизоляционных мастик для заполнения швов в стекложелезобетонных покрытиях
Наименование материалов Содержание по объему в % для состава
1 1 11 1 III
Битум марки V .... 50—60 45
Полихлориды бензола .... Асбест VI сорта 20—25 —
10 5 25—30
Тальк 10 5
Бензин 10
Цемент марки 300 25 25—30
Песок мелкий — 10 —
Асидол-мылонафт — — 50-40
Гидроизоляционная мастика изготовляется следующим образом. Битум разбивают на куски (размерами до
6)
°)
Рис. XIII.3. Конструктивные детали сборных стекложелезобетонных вертикальных ограждений
а — сборные стекложелезобетонные панели; б — фрагмент светового ограждения с открывающимися фрамугами; в —детали примыкания стекложелезобетонных панелей; / —стеклянные блоки; 2 —открывающиеся фрамуги, сварные из стальных профилей или из алюминия; 3— стальной уголок 40x40 мм\ 4 — тоже, 40 x 60 леи; 5 —два слоя руберойда или гидроизола; 6 — специальный стальной профиль; 7 — теплоизолирующая прокладка; 8 — гидроизоляционная мастика; 9 — железобетонная обвязка; 10 — анкер; 11 — битуминизированная пакля; 12 — устройство для прижимания фрамуги
Рис. XIII.4. Конструктивные детали перегородок из стеклоблоков
а — общий вид кладки (фасад и разрезы); б —детали примыкания перегородки из стеклоблоков к шлакобетонной перегородке; в —то же, к деревянной; г —деталь примыкания перегородки из стеклоблоков к дверному проему; / — стеклянные блоки; 2— эластичная прокладка (из минерального или стеклянного войлока и др.); 3 — шлакобетонная перегородка; 4 — цоколь из шлакобетона, кирпича и т. п.; 5 — цементный раствор; 6 — руберойд или гидроизол; 7 — плинтус; 8 — арматура; 9 — деревян ная перегородка; 10 — анкер через каждые 3 ряда
15 Зак. 2065
ГЛАВА XIII. СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
226
Рис. ХП1.6. Конструктивные детали сборного стекложелезобетонного ограждения во Дворце спорта Центрального стадиона имени В. И. Ленина в Лужниках
а—обший вид сборной стекложелезсбетонной панели; б — деталь узла А; I — монтажный шов; 2 — гайка и контргайка; 3 — стальная пластинка; в — готовые элементы сборных железобетонных панелей
§ 5. СТРОИТЕЛЬНОЕ КАЧЕСТВО СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
227
10 см), загружают в котел и расплавляют при температуре 180—200°. В другом котле или мешалке тщательно перемешивают остальные компоненты мастики; при этом в мешалку в начале наливают растворитель (бензин, полихлорид бензола), в который затем засыпают постепенно при постоянном перемешивании асбест и тальк. После этого в мешалку вводят расплавленный битум, остуженный до температуры 80—100°; указанные компоненты размешивают до получения однородной массы.
§ 5. СТРОИТЕЛЬНЫЕ КАЧЕСТВА СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ДАННЫЕ
Стекложелезобетонные конструкции по своим строительным качествам во многом сходны с железобетонными конструкциями, в которые для облегчения веса вводятся
Рис. XIII.7. Заполнение при помощи виброконуса цементным раствором швов между стеклянными блоками при изготовлении сборных стекложелезобетонных панелей
вкладыши из легкого материала. Малый объемный вес пустотелых стеклянных блоков (около 800 кг!м?) позволяет почти вдвое уменьшить вес 1 м2 стекложелезобетонного ограждения по сравнению с железобетонным.
Кладку из стеклоблоков монолитных вертикальных стекложелезобетонных ограждений ведут подобно кирпичной кладке, в швы которой укладывают арматуру. Поэтому такие ограждения из стеклоблоков обычно выкладываются каменщиками. Вертикальную арматуру крепят заранее и используют ее в качестве направляю
щих для кладки вертикальных рядов блоков (рис. XIII.5).
Ниже приведены наиболее интересные в техническом отношении примеры строек, на которых были применены стекложелезобетонные ограждения.
Хронометраж кладки из стеклоблоков на строительстве Центрального стадиона имени В. И. Ленина в Лужниках (в Москве) показал, что средняя выработка на 1 чел.-день составляет 1,5 м2 годового ограждения. Стоимость изготовления 1 At2 стекложелезобетонного ограждения на данном строительстве равнялась 18 руб. при общей стоимости 1 м2 ограждения 175 руб. и отпускной стоимости стеклоблока 6 р. 70 к.
Сборные стекложелезобетонные ограждения выполняются из панелей, изготовляемых на заводах или на полигонах. Удачным примером применения сборных железобетонных вертикальных ограждений может служить Дворец Спорта на Центральном стадионе имени В. И. Ленина в Лужниках, в котором впервые были применены крупноразмерные стекложелезобетонные панели.
Этими панелями были заполнены светопроемы в верхней части торцовых стен здания. Здесь применялось шесть типов панелей шириной 2,08 м и высотой от 3,8 до 5,6 м; максимальная площадь панелей составляла 12 м2. Конструктивная схема и вид готовых стекложелезобетонных панелей, а также деталь верхней части панели приведены на рис. XIII.6. Мощная обвязка стекложелезобетонных панелей придает им необходимую прочность при транспортировании и монтаже и одновременно служит для крепления к ней подвесок, сопрягающихся с несущими конструкциями. Для заполнения швов между стеклоблоками применялся цементный раствор состава 1:2,5 (по объему), а для заполнения обвязки бетон марки 200, состава 1:1, 8:3 при водоцементном отношении 0,65. Бетон обвязки изготовлялся на щебне с максимальной крупностью зерен 15—20 мм.
Изготовление стекложелезобетонных панелей производилось на полигоне. Для этого были сделаны три железобетонные матрицы: две имели коврики из прорезиненной ткани; одна — металлический поддон. Пользуясь ими, были изготовлены панели шести типоразмеров. Панели изготовлялись в следующем порядке: перед укладкой стеклоблоков поддон покрывали слоем оберточной бумаги. Стеклоблоки, нижнюю лицевую поверхность которых предварительно смазывали отработанным автолом, вдавливались в ячейки поддона, что обеспечивало их устойчивость при заполнении швов. После этого в швы до проектного уровня укладывали заранее изготовленный сварной арматурный каркас. Затем производили бетонирование обвязки, уплотняя бетон с помощью виб-роиглы. Для заполнения цементным раствором швов между стеклоблоками толщиной 6 мм применялся металлический конус с укрепленной на нем виброиглой (рис. XIII.7). Изготовленную вчерне панель очищали от приставшего раствора, а затем подвергали пропариванию в камере при температуре 60—70°.
Панели изготовлялись звеном бетонщиков, состоящим из трех человек. На укладку стеклоблоков в матрицы, приготовление бетона и раствора и на бетонирование одной панели затрачивалось до 12 чел.-часов.
Стоимость 1 м2 вертикальных стекложелезобетонных ограждений при монтаже из заранее заготовленных элементов на данном строительстве составляла 175 руб.
Примером устройства монолитного стекложелезобетонного покрытия может служить сводчатая конструкция в плавательном бассейне санатория «Металлург» Министерства здравоохранения РСФСР в Сочи. Общий вид покрытия снаружи и изнутри представлен на рис. XIII.8, а детали конструкции — на рис. XIII.9.
Покрытие (размерами 12 X 28 м) состоит из железобетонных арок, с заполнением между ними стекложелезо.
1Бе
ГЛАВА ХПГСТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
228
Рис. ХШ.8. Общий вид стекложелезобетонного свода в санатории в Сочи а — снаружи; б — внутри
бетоном. Площадь стекложелезобетона между арками составляет 18 м2.
Панели изготовлялись на месте, на предварительно устроенной сплошной опалубке. Опорные пояса панелей и швы между стеклоблоками (шириной 30 мм) армировали стальными стержнями диаметром 10 мм и заполняли бетоном состава 1:1:2,25 (по объему). Заполнителем служила известковая крошка. Компенсационные швы, отделяющие панели от несущей конструкции свода, заполняли битуминизированной паклей. Верхняя часть швов между стеклоблоками заполнялась битумной мастикой (состава II по табл. XIII.11).
Один из проектов сборного стекложелезобетонного
покрытия представлен на рис. XIII.10. Стекложелезобетонные панели размерами 2,5 X 6 м укладываются по стальным прогонам. Детали сопряжений сборных панелей приводятся на том же рисунке.
§ 6. ЭКСПЛУАТАЦИОННЫЕ КАЧЕСТВА
СТЕКЛОЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОГРАЖДЕНИИ
Эксплуатационные качества ограждений • из стеклоблоков выявляются при сравнений их с обычным двойным остеклением. Показатели технико-физических и эксплуатационных качеств стекложелезобетонных ограждений приведены в табл. XIII. 12.
Таблица XIII.12
Показатели технико-физических и эксплуатационных качеств прозрачных ограждений
Вид ограждений Светопро-пускание в % Сопротивление теплопередаче Ro в м? час град!ккал Воздухопроницаемость в м31час м- Звукоизолирующая способность в дб Г1ягд/гэ/ fl иих • вжэ иди чдэоннодц Сопротивление удару в кг см Огнестойкость в часах Расходы на ремонт и очистку в год в руб/м* Долговечность в годах о Расход стали в кг/м*
Стекложелезобетонные ограждения при швах шириной 6 мм 30 0,5 0,09 38—40 25—81 10—12 1,6—2,5 2,4 50* 150—180 2,2
Двойное остекление по деревянным переплетам .... 35 0,35 30 25 — 0,9 — 6,9 10 130—150 —
* Для стекложелезобетонных ограждений дается ориентировочная долговечность.
Разрез по l-i
Рис. XIII.9. Конструкция и детали сопряжений стекложелезобетонного свода
/ — стеклянные блоки; 2 —опалубка; 3 —арматура диаметром 10 мм\ 4 —гидроизол по битуму; 5 — гидроизоляционная мастика; б — битуминизированная пакля; 7 — кровельная сталь
230
главахпгстекложелезобетонные элементы сборных конструкций
Узел д f ШпВ пппрпри ими} У ЗВ л Д (Шов поодольныИ]
Рис. XIII.10. Сборная конструкция стекложелезобетонного покрытия и детали сопряжений (проект)
] —сборные стекложелезобетонные панели размерами 2,5x6 ж; 2 — стеклоблоки размерами 194х 194x98 мм; 3 — гидроизоляционная мастика; 4 — компенсатор из кровельной стали; 5 — эластичная прокладка (минеральный или стеклянный войлок и др.); 6 — два слоя руберойда или гидролиза на битуме; 7 —кровельная сталь; 8 — несущая плита покрытия;
9 — утеплитель (пенобетон и др.)
Приведенные в табл. XII 1.12 показатели свидетельствуют о высоких эксплуатационных качествах стекложелезобетонных ограждений, связанных с малыми теп-лопотерями и удобствами ухода за ними. По сравнению с обычным двойным остеклением сопротивление теплопередаче стекложелезобетонных ограждений повышается при учете влияния инфильтрации, теплотехническая роль которой в современных зданиях при обычном остеклении весьма велика.
Теплопроводность швов шириной 5—6 мм в стекло
железобетонных ограждениях только на 10—15°/о выше, чем общая теплопроводность стекложелезобетонного ограждения. Это создает относительно меньшую возможность образования конденсата на внутренней поверхности стекложелезобетонного ограждения по сравнению с обычным двойным остеклением. При уширенных швах (20—30 мм) между стеклоблоками целесообразно их заполнять легким бетоном (шлакобетоном, золобетоном и др.) или прокладывать полосу пенопласта в нижней части шва.
ЛИТЕРАТУРА
1. Г у с е в Н. М., Стекло в современном строительстве, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
2. Гусев Н. М., Ограждения из путотелых стеклянных блоков, «Строительство» № 4, 1951.
3. Гусев Н. М., Соловьев С. Н., Опыт применения стекложелезобетонных конструкций, «Строительная промышленность» № 5, 1957.
4. Инструкция по проектированию и устройству стекложелезобетонных ограждений, Госстройиздат, 1958.
5. С о л о в ь е в а С. П., Стекложелезобетонные ограждения,
Академии строительства и архитектуры, Сборник статей по строительной светотехнике под редакцией проф. Н. М. Гусева, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1959.
6. ЦНИПС, Новиков Б. А., Светопроемы из пустотелых стекольных блоков. Сборник статей под редакцией проф. Гусева Н. М., Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
7. ЦНИПС, Институт стекла, Информационное сообщение «Применение стеклянных блоков в строительстве», Промстрой-издат, 1954.
ГЛАВА XIV
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
Сборные железобетонные конструкции применяются в строительстве жилых и общественных зданий в виде разнообразных элементов.
В зданиях с кирпичными или мелкоблочными стенами сборными железобетонными устраиваются перекрытия, перемычки, лестничные марши и площадки, карнизы и балконы; в последнее время нашли применение сборные фундаменты и начинается внедрение сборных железобетонных крыш.
В крупноблочных зданиях, помимо указанных выше элементов, сборными конструкциями являются также и стены, выполняемые из бетонных, силикатных или кирпичных крупных блоков.
Наибольший процент применения сборного железобетона достигается в крупнопанельных зданиях, где все элементы, включая наружные и внутренние стены, а также перекрытия выполняются из железобетона в виде крупных панелей.
Характеристика отдельных элементов сборных железобетонных конструкций, применяемых в кирпичных, крупноблочных или крупнопанельных зданиях, приведена в § 2 настоящей главы. В § 1 дается описание общих конструктивных решений жилых и общественных зданий.
1. Крупноблочные здания
Крупноблочные здания обычно имеют конструктивную схему такого же типа, как здания из кирпича или из мелких блоков.
Основными конструкциями, воспринимающими вертикальную нагрузку, как правило, являются продольные стены (две наружные и одна средняя). Поперечные стены, образующие лестничные клетки, междуквартир-ные и торцовые стены, воспринимают горизонтальную ветровую нагрузку, действующую в поперечном направлении; горизонтальные силы, действующие на торцы зданий, воспринимаются продольными наружными и средней внутренней стенами. Таким образом, общая пространственная устойчивость крупноблочных зданий обеспечивается наличием продольных и некоторых поперечных несущих стен, связанных поэтажно с междуэтажными перекрытиями. Внутриквартирные перегородки, второстепенные стены коридоров, санитарных узлов и кухонь являются ненесущими.
Крупноблочные здания рассчитывают аналогично обычным кирпичным, рассматривая междуэтажные перекрытия как жесткие неподвижные горизонтальные диски, шарнирно скрепленные с продольными поперечными стенами, которые в своей плоскости также
являются достаточно прочными и жесткими дисками.
Наиболее распространенной схемой разрезки наружных стен крупноблочных зданий является так называемая двухрядная разрезка, широко применяемая в послевоенное время в строительстве. По этой схеме наружные стены состоят из простеночных, подоконных и перемычечных блоков.
Применяется также четырёхрядная разрезка, при которой простеночные блоки делятся на три части, а четвертый ряд образуется перемычечными блоками. Некоторое применение получила и трехрядная разрезка стен зданий, образуемая из следующих элементов: перемычечных, простеночных и поясных блоков.
С двухрядной разрезкой стен, помимо жилых домов, строятся также крупноблочные здания школ, больниц и детских садов.
В качестве основного материала для стен крупноблочных зданий в настоящее время применяют шлакобетон объемным весом 1 400—1 600 яг/лс3. Меньшее распространение имеет крупнопористый бетон. Осваивается производство силикатных блоков; в последних двух случаях применяется в основном четырехрядная разрезка стен.
Эффективными являются блоки наружных стен из автоклавных ячеистых бетонов, для производства которых строится много заводов. В настоящее время ведется работа по использованию для крупных стеновых блоков безавтоклавных ячеистых бетонов (пено- или газо-золобетона) и золобетона.
В Эстонской ССР имеется опыт применения блоков из пеносиликальцита [45] и пенокукермита (разновидность ячеистого бетона, в котором в качестве вяжущего используется зола сланцев).
Основное преимущество крупноблочных зданий по сравнению с обычными кирпичными или мелкоблочными заключается в снижении трудоемкости работ, выполняемых на месте строительства (на монтаже), что можно проиллюстрировать следующими данными: затраты труда (на 1 лс3 полного объема дома) при возведении кирпичных зданий составляют от 0,8 до 1,1 чел.-дня (в зависимости от конструкций стен, перекрытий, перегородок и т. д.), а при возведении крупноблочных шлакобетонных 0,6—0,7 чел.-дня. Следовательно, трудоемкость возведения крупноблочных зданий на 20—25% ниже трудоемкости возведения обычных кирпичных зданий.
Другое преимущество крупноблочных зданий заключается в том, что строительство их в зимнее время осуществляется с меньшими трудностями, чем строительство обычных кирпичных зданий.
Таким образом, крупноблочное строительство более индустриально, чем кирпичное.
Еще более индустриальными и эффективными, чем крупноблочные дома, являются крупнопанельные.
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
232
Рис. XIV.1. Схемы сборного железобетонного каркаса
а — с выносными стыками ригелей; б — со стыками ригелей у грани колонн; 1 — колонна; 2 — консоль для опирания ригеля* 3 — ригель; 4 — стык колонны; 5 — стык ригеля; 6 — панель перекрытия *
2. Крупнопанельные здания
Крупнопанельными называются здания, которые собираются из наиболее укрупненных элементов с максимальным процентом готовности; подразделение зданий на крупноблочные и крупнопанельные, исходя из веса элементов, является не характерным, так как максимальный вес некоторых элементов крупноблочных зданий часто превосходит вес основных элементов крупнопанельных домов..Наиболее индустриальными являются крупнопанельные здания с панелями на комнату; вес таких панелей достигает 5 т.
По конструктивному признаку крупнопанельные здания подразделяются на каркасно-панельные, бескаркасные (панельные), здания с неполной каркасной схемой (полукаркасные) и панельно-рамные (панельнокаркасные). В 1958 г. появилась новая схема домов с несущими перегородками в виде балок-стенок.
а) Каркасно-панельные здания
У этих зданий основной несущей конструкцией является каркас, состоящий из колонн и ригелей. Колонны имеются как у наружных, так и у внутренних стен здания.
Ригели обычно располагаются поперек здания. Колонны, ригели и продольные распорки образуют полный пространственный каркас. Разрабатываются также проекты зданий с продольным расположением ригелей и с безригельным каркасом.
Плиты перекрытий опираются в каркасно-панельных зданиях на ригели. Все внутренние перегородки являются ненесущими; они опираются на перекрытия, и, таким образом, вес перегородок также воспринимается ригелями и колоннами, т. е. каркасом.
Наружные стены в каркасно-панельных зданиях делаются самонесущими или навесными.
Важным вопросом в проектировании и строительстве каркасно-панельных домов является конструкция и размещение стыков колонн и ригелей (конструкция стыков описана выше, в главе VII).
При размещении стыков следует учитывать требования расчетно-конструктивного и производственного характера.
Стыки колонн обычно размещают не в каждом эта же, а через один; это уменьшает количество стыков и монтажных единиц, образующих колонны, а следовательно, упрощает изготовление и монтаж. Вес таких двухъярусных колонн обычно не превышает 3 т.
Стыки ригелей с колоннами в первых каркасно-панельных зданиях, построенных в Москве в 1950—1953 гг. на Хорошевском шоссе [16], [21], устраивали примерно в Уб—}/г пролета, т. е. в местах так называемых нулевых точек (рис. XIV. 1,а). При расчете каркасов на вертикальные нагрузки в этих точках моменты получаются близкими нулю, а поперечные силы составляют 60—70% максимальной величины.
Размещение стыков в нулевых точках является рациональным с расчетно-конструктивной точки зрения, так как расчетные усилия (моменты и поперечные силы) в этих местах невелики. Однако такое размещение стыков не всегда приемлемо с производственной точки зрения, так как при изготовлении колонн с консолями усложняется армирование, изготовление форм и бетонирование, резко снижается вместимость пропарочных камер, усложняется транспортирование и складирование колонн.
Поскольку требование всемерного упрощения технологии изготовления сборных железобетонных конструкций имеет большое значение, в современных каркаснопанельных зданиях стыки между ригелями и колонна
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
233
ми размещают иначе, а именно, у грани колонн (рис. XIV. 1,6). Это существенно упрощает изготовление колонн и приводит в целом к более рациональному решению задачи, хотя расчетные усилия в стыках получаются большими, чем при размещении стыков в нулевых точках.
На вертикальные нагрузки каркасы рассчитываются по точным или приближенным методам строительной механики обычными приемами расчета рамных конструкций в упругой стадии. При этом для уменьшения расчетной величины опорных моментов в ригелях и связанного с этим упрощения стыков допускается перераспределение усилий до 30%. Большее уменьшение опорных моментов допускать не следует, так как в этом случае превышение фактических моментов в узлах над расчетным может достигать такой величины, при которой прочность сварных соединений, рассчитанных на меньшие моменты, окажется недостаточной.
Каркасы, в которых допускают пластические деформации узлов от вертикальной расчетной нагрузки, на горизонтальную нагрузку не рассчитываются. В этом случае горизонтальная нагрузка воспринимается перекрытиями и передается, как и в обычных каменных зданиях, на продольные и поперечные наружные и внутренние стены.
Каркасы, рассчитанные без учета перераспределения усилий вследствие пластических деформаций и с учетом горизонтальной нагрузки, были применены в нескольких первых жилых каркасно-панельных домах высотой 4—5 этажей, а также в некоторых высотных зданиях, построенных в Москве. При расчете каркасов на горизонтальную нагрузку учитывается совместная работа каркасов и стен, которая фактически всегда имеет место.
Каркасно-панельные здания, кроме Москвы, построены в Киеве, Донбассе, Минске.
Преимуществами каркасно-панельных домов являются: возможность разделения функций между ненесу-щими стенами и колоннами каркаса, причем стены в этом случае можно сделать предельно легкими, а колонны могут быть выполнены из высокопрочного бетона; простая конструкция плит перекрытий, которые при поперечном расположении ригелей имеют небольшие пролеты и небольшую толщину; возможность возводить дома повышенной этажности (10—15 этажей).
К недостаткам каркасно-панельных домов относятся наличие колонн у наружных стен, что при возможности передачи нагрузки на панели не оправдано; ухудшение внутреннего вида комнат из-за выступающих ребер колонн и ригелей в углах и над перегородками; сравнительно большое количество монтажных элементов.
б) Бескаркасные здания
Вторым основным типом крупнопанельных зданий являются бескаркасные, т. е. такие, у которых полностью отсутствуют все элементы каркаса (колонны, ригели, продольные обвязки). Бескаркасные здания состоят из плитных элементов-панелей наружных и внутренних стен, перегородок и перекрытий. Наиболее характерными являются такие бескаркасные здания, у которых все панели имеют размеры на комнату (рис. XIV.2).
Конструктивная идея бескаркасных зданий заключается в том, чтобы использовать несущую способность наружных и большинства внутренних стен, которые, естественно, обладают известной прочностью. В особенности это относится к железобетонным отепленным панелям наружных стен и внутренним междуквартирным перегородкам и стенам, которые по условиям звукоизоляции ирмходится делать достаточно тяжелыми, а сле-
Рис. XIV.2. Схема бескаркасного здания с панелями размером на комнату
7 — наружная стеновая панель; 2— внутренняя стеновая панель;
3 — панель перекрытия; 4 — лестничный марш; 5 — промежуточная лестничная площадка
довательно, и прочными. Поэтому отказ от несущего каркаса и использование несущей способности стен в зданиях средней этажности является вполне рациональным.
Первые бескаркасные многоэтажные дома были построены в Магнитогорске [3], [21], [24], [37]. Наружные стеновые панели их выполнялись трехслойными (наружный и внутренний слои — из железобетона, а средний — из пенобетонных блоков). Внутренние стеновые панели были шлакобетонными, а плиты перекрытий — железобетонными.
В дальнейшем строительство бескаркасных жилых домов началось в Москве (на 6-ой улице Октябрьского поля) и в Ленинграде (на Щемиловке). Стеновые панели этих домов изготовлялись из шлакобетона. Отличительной особенностью дома на Октябрьском поле явилось то, что вследствие большой этажности среднего корпуса (7 этажей) и многопустотной конструкции плит перекрытий шлакобетонные панели внутренних стен пришлось снабдить по периметру железобетонными обвязками [14], '16]. Панели наружных стен ленинградского дома [32] отделывались керамической плиткой и естественным гипсовым камнем. Строительство подобных домов ведется в Минске [33]. Бескаркасные дома с панелями из керамзитобетона строятся в Москве [14].
Разновидностью бескаркасных жилых домов являются дома из ячеистого бетона [26 и 34], строящиеся с 1953 г. в Березниках (Пермской обл.). В этих домах (рис. XIV.3) поперечные стены являются несущими [19], а наруж-
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
234
Рис. XIV.3. Строительство бескаркасного дома из ячеистого бетона в Березниках
ные — самонесущими. Благодаря малому расстоянию между поперечными стенами (до 3,6 м) плиты перекрытий имеют небольшую длину и предельно простую конструкцию; их выполняют сплошными, плоскими, толщиной 160 мм. Материал наружных стен — ячеистый бетон объемным весом 800 кг/м3, прочностью 40— 50 кг/см2-, толщина таких стен в 2 раза с лишним, а вес — в 4 раза меньше, чем у кирпичных. Плиты перекрытий делают из ячеистого бетона объемным весом 1 200 кг/м3, прочностью 100—150 кг/см2. Внутренние несущие стены выполняют из ячеистого бетона такой же прочности либо из плотных силикатных или цементных растворов объемным весом 1 800—2 000 кг/см3 (для междуквартирных стен).
Ввиду необходимости производить тепловлажностную обработку панелей из ячеистых бетонов в автоклавах, имеющих ограниченные размеры (диаметр 2 м), разрезка стен и перекрытий домов березниковского типа произведена на сравнительно мелкие панели шириной около 1,5 м. Разрезка наружных стен выполняется горизонтальными швами, расположенными по верху и по низу оконных проемов, в связи с чем эту разрезку часто называют двухблочной (в отличие от упоминаемой ранее двухрядной).
Членение домов березниковского типа на относительно мелкие элементы несколько снижает индустриаль-ность возведения таких домов (увеличйвается количество швов, монтажных единиц), но зато все элементы имеют небольшой вес (до 2 т) и размеры их таковы, что перевозку всех панелей можно производить на обычных автомашинах даже без прицепов.
В типовых проектах домов березниковского типа, составленных Ленинградским отделением ГПИ Гор-•стройпроект (серия 1-439Я), внутренние поперечные несущие стены и плиты перекрытий приняты в виде плоских железобетонных плит размером на комнату; наружные стены — из ячеистого бетона объемным весом 700 кг/м3 без фактурного слоя.
Строительство домов из ячеистого бетона нашло дальнейшее развитие в Первоуральске (Свердловская обл.) и в Свердловске (по проектам ГПИ Горстрой-проект).
В первоуральских и свердловских домах наружные стеновые панели из ячеистого бетона имеют размеры на комнату. Для их изготовления заводы ячеистого бетона оборудованы особо крупными автоклавами диаметром 3,6 м. Однако между этими домами имеется существенная принципиальная разница.
В первоуральских домах наружные стены запроектированы несущими (по схеме домов с тремя продольными несущими стенами наподобие ленинградских шлакобетонных и московских керамзитобетонных домов). Поэтому в наружных стеновых панелях ячеистый бетон должен иметь повышенную прочность (70—90 кг/см2), объемный вес, равный 900 кг/м3, а стены должны иметь большую толщину — 350 мм.
В свердловских домах была принята другая конструктивная схема — с поперечными несущими стенами, расположенными с шагом около 6 м. Поэтому наружные стеновые панели в домах этого типа, являющиеся ненесу-щими, делают из ячеистого бетона объемным весом 700 кг/м3, толщиной 280 мм.
Дома свердловского типа были возведены также в Краснотурьинске (Свердловская обл.), где панели наружных стен были выполнены из безавтоклавного (пропаренного) пенозолобетона, размерами на комнату.
Успешное строительство домов с внутренними поперечными стенами в Свердловске и Краснотурьинске подтверждает правильность такой конструктивной схемы.
По этой же схеме были запроектированы и осуществлены (в Выксе Горьковской обл.) крупнопанельные дома по проекту ГПИ Гипростройиндустрия, утвержденные в 1959 г. в качестве типовых (серия 1-464). Внутренние поперечные несущие стены и плиты перекрытий этих домов изготовляются из железобетона в кассетных формах [23]; шаг поперечных стен — 2,6 и 3,2 м. Наружные стеновые панели делают трехслойными (два наружных слоя из железобетонных плит, средний — из минераловатных плит). В типовых проектах серии 1-464 предусматриваются также и другие варианты конструкции наружных стен, в частности однослойные из керам-зитобетона.
Построенные в пос. Домодедово (Московская обл.) крупнопанельные бескаркасные дома (по проекту конструкторского бюро Главмособлстройматериалов) имеют много общего с описанными выше домами. Конструкция наружных стен в домодедовских домах — трехслойная (наподобие выксенских домов). Разрезка наружных стен—двухблочная, т. е. такая же, как в берез-никовских домак, но с увеличенной (примерно до 6 м) длиной поясных панелей.
К числу бескаркасных домов относятся также дома из прокатных железобетонных панелей, опытное строительство которых начато в Москве в 1958 г. [14]. В этих домах (рис. XIV.4) наружные и внутренние стены и перекрытия состоят из часторебристых панелей, изготовляемых методом проката.
Метод проката (точнее, вибропроката), предложенный инженером Н. Я- Козловым (Главмосстрой), заключается в том, что железобетонные изделия изготовляются на непрерывно движущейся рифленой ленте, с которой они снимаются при проектной прочности бетона. Бетон, укладываемый на ленту, подвергается вибрации и уплотнению при помощи валков, расположенных сверху. В процессе движения на ленте бетон, закрытый сверху, интенсивно подогревается снизу. Через 2—3 часа (в течение которых изделие двигается с лентой) бетон быстро набирает необходимую прочность.
Благодаря высокой механизации и непрерывности процесса изготовления метод вибропроката является самым производительным способом изготовления сборного железобетона. Он обеспечивает высокую прочность и точность геометрических размеров изделий. Появляется возможность получения деталей с тонкими стенками (толщиной до 10 мм), с ровными, гладкими поверхностями, подготовленными под малярные работы и не требующими доработки на строительстве. Практическая возможность получения тонкостенных конструкций была
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
235
Разрез
5MQ
Рис. XIV.4. Конструкция дома из железобетонных панелей, изготовленных методом проката
а — схема дома; б — деталь перекрытия; в— ребристая прокатная панель наружных стен; 1 — два слоя минераловатных плит; 2 — линолеум; 3 — верхняя железобетонная панель (пол); 4 — нижняя железобетонная панель (потолок)
впервые доказана на экспериментальном стане, установленном на Калибровском заводе в Москве.
Отличительной особенностью домов из прокатных панелей является то, что фасады их имеют особо крупное членение. Стеновые панели имеют размеры по длине фасада на две и три комнаты, т. е. на целую квартиру, вследствие чего значительно сокращается количество вертикальных швов в доме (рис. XIV.4).
Для того чтобы использовать продукцию, получаемую в процессе технологического освоения первого прокатного стана, все основные элементы и конструкции первого дома, построенного в Москве, в районе проспекта Мира, были приняты с размерами и сеткой ребер, получаемыми с этого стана, т. е. с постоянным сечением ребер для всех основных конструктивных элементов дома.
На первом стане имелась возможность изготовлять изделия с перекрестной сеткой ребер при высоте ребра
70 мм, толщине плитки 10—15 мм и более, расстоянии между поперечными ребрами 300 и продольными 304,8 мм. Шаг ребер — 304,8 мм (равный 12 дюймам или 1 футу) обусловлен дюймовым сортаментом цепей Галля, принятых в конструкции бесконечной ленты, на которой производится формовка изделий. Этот шаг определяет длину стеновых панелей и панелей перекрытий. Толщина изделий определяется высотой ребра и толщиной плиты. Так как высота ребра является постоянной величиной для данного типа ленты и может изменяться только толщина плиты, приходится при необходимости увеличения размера изделий по толщине увеличивать толщину плиты. Для первых домов из прокатных панелей разработаны следующие конструкции: наружные стены, внутренние несущие перегородки, стены лестничных клеток и поперечные стены с каналами, стены цоколя, внутренние стены технического подполья, панели перекрытий и совмещенной кровли.
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
236
Наружные стены запроектированы из двух «скорлуп» в виде крупных панелей размером на две комнаты с двумя окнами (см. рис. XIV.4). Панели не воспринимают нагрузки от перекрытий и являются самонесущими. Состоят они из двух железобетонных скорлуп с высотой ребер 70 мм и толщиной плиты 15—20 мм. Скорлупы армируются сварными каркасами из низкоуглеродистой проволоки диаметром 4 мм.
В заводских условиях на специально сконструированной кантующей установке между скорлупами прокладывается утеплитель, состоящий из двух слоев минераловатных плит; под прессом они соединяются между собой, образуя законченную часть наружной стены размером 16—18 м2. Тут же в оконные проемы вставляются блоки с оконными переплетами и проемы обрабатываются откосами и наличниками. Наружная и внутренняя скорлупы соединяются между собой в панель с помощью электросварки стальных закладных пластин, запрессованных в ребра в процессе формования изделий.
Все стальные детали покрываются цементным раствором для предохранения их от коррозии.
Сравнительные данные по расходу материалов для стен из шлакобетонных блоков, керамзитобетонных панелей и прокатных панелей, утепленных минераловатными плитами, приведены в табл. XIV. 1.
Таблица XIV.1
Показатели по расходу основных материалов на 1 л<2
поверхности стены
Конструкция стен Толщина стен в мм Вес стен в кг Расход материалов
бетона в м3 стали I в кг 1 цемента в кг
Шлакобетонные блоки 550 770 0,55 7 120
Керамзитобетонные панели 300 300 0,3 4 70
Панели из прокатного железобетона . . 260 220 0,07* 4 40
* Утеплитель из минераловатных плит общей толщиной 100 мм
Из этой таблицы видно, что по весу, расходу бетона, цемента и стали стены из прокатных панелей значительно экономичнее всех стен, применявшихся до сих пор в массовом строительстве. При относительно большем расходе цемента на 1 м3 прокатных изделий цемента на 1 м2 панели расходуется меньше, чем в шлакоблочных или керамзитобетонных стенах.
Внутренние стены состоят из двух скорлуп, скомплектованных на заводе в панель. Для межквартирных панелей между скорлупами закладывается древесно-волокнистая плита толщиной 25 мм для звукоизоляции стен. Междукомнатные внутриквартирные перегородки выполняются из скорлуп с проемами и без них.
Скорлупы для панелей внутренних стен армируются сварными каркасами из низкоуглеродистой проволоки диаметром 4 мм.
При спаренных панелях из двух скорлуп с толщиной плиты 20 мм общая приведенная толщина бетона составляет 76 мм.
Соединяются скорлупы между собой с помощью электросварки стальных закладных деталей, так же как и указанные выше панели наружных стен.
Перекрытия запроектированы с размерами на комнату в двух вариантах: в виде одной ребристой панели с ребрами вниз и в виде раздельных двух ребристых плит, обращенных ребрами друг к другу, с прокладкой между ними на опорах звукоизоляционных подкладок.
В первом варианте толщина ребристой панели принята 100 мм (ребра 70 мм и плита 30 мм).
Приведенная толщина бетона на перекрытие составляет 48 мм. Снизу для образования гладкого потолка по ребрам на строительстве подклеивают листы сухой штукатурки, а сверху для звукоизоляции от ударного и воздушного шума по звукоизоляционным лентам из оргалита толщиной 30 мм укладывают гипсопрокатные плиты, поверх которых устраивают чистый пол из линолеума.
Во втором варианте (примененном при строительстве первого дома) конструкция перекрытия подвесного потолка не имеет и устраивать звукоизоляцию под пол не приходится, так как панели перекрытий укладываются уже в скомплектованном виде; на месте наклеиваются только чистые полы. Такие перекрытия требуют большего расхода бетона, но зато являются наиболее индустриальными, так как на строительстве исключаются трудоемкие процессы по устройству подготовки под полы. Перекрытие над пятым этажом одновременно является и совмещенной утепленной кровлей. Панели совмещенной кровли, состоящие из двух железобетонных скорлуп, скомплектованных на заводе вместе с утеплителем из минераловатных плит (так же, как в наружных стенах), доставляются на строительство в законченном виде.
Высокая степень заводской готовности изделий, изготовляемых методом проката, возможность получения тонкостенных конструкций позволили создать проект здания с хорошими технико-экономическими показателями по расходу основных материалов и весу. В домах с прокатными конструкциями на 1 м2 жилой площади расходуется 0,42 м$ бетона и 34 кг стали при применении сварных каркасов, а при применении предварительно напряженной арматуры в перекрытиях расход стали может быть еще уменьшен.
Вес 1 м3 здания составляет всего лишь 1 450 кг, что в 2 с лишним раза меньше веса кирпичных домов, строящихся теперь.
Бескаркасные дома благодаря наличию большого числа несущих продольных и поперечных стен обладают высокой пространственной жесткостью. Поэтому основной расчет конструкций следует производить на вертикальные нагрузки с учетом перераспределения усилий между панелями, ослабленными проемами, и панелями неослабленными, а также с учетом возможности местного разрушения панелей на их концах при непосредственном опирании друг на друга [19].
. Бескаркасные крупнопанельные здания могут выпол-1 няться также с применением вибрированных кирпичных t стеновых панелей. Конструкции таких панелей для наружных и внутренних стен находятся в стадии экспериментальной проверки.
в) Здания с неполной каркасной схемой
Промежуточное положение между каркасно-панельными и бескаркасными (панельными) домами занимают здания с неполной каркасной схемой, у которых отсутствуют некоторые элементы каркаса (колонны у наружных стен или ригели). В домах с такой схемой рационально используется несущая способность наружных стен, панели которых чаще всего выполняются в виде отепленных железобетонных ребристых плит, могущих воспринимать нагрузку от перекрытий; в этом случае нет необходимости устраивать колонны каркаса у наружных стен. При применении плит перекрытий с размерами на комнату, опирающихся по углам непосредственно на колонны, можно отказаться также и от ригелей каркаса. Первые одно-двухэтажные дома с данной конструктивной схемой строились в 1945—1951 гг. в пос. Березовск (Свердловской обл.).
Из других проектных предложений, разработанных на •снове данной схемы с различными вариа-
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
237
днями, должен быть отмечен проект Ленинградского отделения ГПИ Горстройпроект [47], осуществленный в Череповце в 1955—1956 гг. В каркасе этих домов не было колонн у наружных стен и ригелей. Внутри первого опытного здания имелись двухстоечные двухэтажные сборные рамы, несколько сложные в изготовлении. Так как пространственную жесткость таких домов можно обеспечить и без этих жестких внутренних рам, в дальнейшем (рис. XIV.5) они были заменены обычными колоннами, расположенными внутри здания [48], [14].
Рис. XIV.5. Схема зданий с неполным каркасом, построенных в Череповце в 1957—1958 гг.
1 — колонны; 2 — плиты перекрытий; 3 — панели наружных несущих стен
В следующих домах череповецкого типа, утвержденных в 1959 г. в качестве типовых (серия 1-335), вместо панелей междуэтажных перекрытий с ребрами, обращенными кверху (опирающихся по четырем углам на стойки и наружные стены), применены поперечные ригели и опирающиеся на них плоские плиты.
По этому проекту в 1958 г. были возведены в Ангарске дома с панелями наружных стен из безавтоклавного газозолобетона, тепловлажностная обработка которого производилась при помощи электропрогрева.
Среди домов с неполной каркасной схемой возможны также дома со средним продольным каркасом и с крупнопанельными или крупноблочными несущими наружными стенами [15]. Пространственная жесткость таких домов обеспечивается, так же как и в обычных каменных или крупноблочных зданиях, наличием продольных и поперечных стен в сочетании с опирающимися на них перекрытиями.
Здания с неполной каркасной схемой рациональны в случае, если несущие наружные стены обладают прочностью, достаточной, чтобы воспринимать нагрузки от перекрытий без соответствующего их утяжеления против того, что требуется от стен по теплотехническим требованиям.
г) Панельно-рамные здания
Панельно-рамные здания, предложенные проф. В. В. Михайловым [22] в 1950 г., названы так потому, что по внешнему виду эти дома относятся к панельным (бескаркасным), а по характеру статической работы их следует рассматривать как рамные (каркасные). Это вытекает из того, что у всех стеновых панелей указанных домов по периметру имеются железобетонные обвязки (рамки), которые совместно с рамками соседних панелей образуют пространственный железобетонный каркас (рис. XIV.6).
Данный каркас может воспринять все нагрузки даже без учета работы материала, заполняющего рамки. Однако, как показали испытания таких панелей, заполнитель участвует в работе рамок на усилия, действующие в их плоскости, и, таким образом, по своей фактической конструктивной схеме дома этого типа приближаются к панельным (бескаркасным).
В качестве заполнителя рамок следует применять ячеистый или легкий бетон.
Перекрытия в этих домах запроектированы в виде часторебристых плит с расположенными кверху ребрами; на эти плиты по звукоизоляционным прокладкам должны укладываться плоские плиты толщиной 40 мм.
Рамки и плиты перекрытий армируются высокопрочной проволокой с предварительным натяжением, осуществляемым на поворотных столах системы В. В. Михайлова. Для бетонирования рамок и плит перекрытий разрабатываются специальные машины — виброштампы и бетоноукладчики.
Однако ввиду отсутствия промышленного производства особо легких бетонов (объемным весом 500 — 700 кг]м3), а также ввиду отсутствия большеразмерных автоклавов для производства панелей с заполнением из ячеистого бетона дома указанного типа пока еще не нашли у нас широкого применения. Был построен только один опытный дом (в 1956 г. в Енакиеве).
Опытные дома аналогичного типа строятся в Чехословацкой Народной Республике [38], где в качестве заполнителя рамок применяют легкий бетон, а тепловлажностную обработку производят в пропарочных камерах, а не в автоклавах.
д) Дома с несущими перегородками в виде балок-стенок
Разновидностью крупнопанельных зданий из сборных железобетонных панелей являются дома конструкции инж. В. П. Лагутенко [18].
Первый такой экспериментальный жилой 4-этажный дом построен в 1958 г. в Москве в 9-квартале Н. Черемушек (корпус № 14).
Особенностью конструктивного решения этого дома является то, что в нем применены несущие поперечные перегородки в виде балок-стенок двутаврового сечения, раздельные междуэтажные перекрытия и навесные не-несущие стеновые панели
Три отдельных элемента, имеющиеся в обычных домах каркасно-панельной конструкции (колонна, ригель и перегородка), здесь объединены и заменены одним элементом — несущей перегородкой, как бы балкой-стенкой. Вертикальные утолщения на концах перегородок заменяют собой колонны и работают на поэтажно передающиеся вертикальные нагрузки. На нижние, горизонтальные, приливы перегородочных панелей укладывается несущая часть перекрытия — ребристые панели размером на комнату, на верхние приливы — панели потолка (рис. XIV.7).
Таким образом, по условиям статической работы сооружения эту конструктивную схему можно рассматривать как каркасную, а по условиям сборки и монтажа как крупнопанельную.
В то же время данная конструктивная схема отличается от весьма сходной схемы рамно-панельных домов (см. выше, п. «г») тем, что в домах системы В. П. Лагутенко ригелями каркаса фактически являются балки-стенки, т. е. поперечные перегородки, работающие на изгиб. Следует отметить, что подобное решение было осуществлено ранее в упомянутом выше бескаркасном доме, построенном в 1955 г. на 6-й улице Октябрьского поля (Москва). В центральном 7-этажном корпусе этого дома панели внутренних стен были запроектированы так, что они должны были работать на изгиб в своей
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
238
Таблица XIV.2
Технико-экономические показатели на 1 м2 жилой площади кирпичных, крупноблочных и крупнопанельных 5-этажных зданий, вычисленные по сопоставимым исходным данным
№ п/п Наименование показателей Единица измерения Дома из кирпича 1 Крупноблочные шлакобетонные дома Каркасно-панель- 1 ные дома 1 Дома с неполным каркасом Панельно-рамные дома Бескаркасные шлакобетонные дома Бескаркасные дома из ячеистого бетона
красного силикатного эффективного
1 Затраты труда , . • ч.-д. 5,8 5,5 5,2 4,4 4 3,6 3,5 3,8 4,2
2 Расход бетона различных видов или кирпичной кладки м3 2,3 2,3 2,1 1,8 1,4 1,3 1.2 1,4 1,4
В том числе тяжелого бетона . . я 0,41 0,41 0,4 0,6 0,73 0,56 0,53 0,22 0,23
3 Общий расход вяжущего кг 506 500 515 600 500 510 370 422 410
В том числе цемента марки 400 . я 290 290 280 450 290 270 320 372 200
4 Расход стали я 33,2 33,2 33,2 38 49,1* 43 25,8** 40 36,1
5 Число монтажных элементов . . . шт. 1,9 1,9 1,9 1,8 1,7 1 0,8 0,9 2
6 Стоимость 1 м2 жилой площади . руб. 1260 1180 1180 1280 1250 1190 1070 1160 1030
* Расход стали приведен по данным Моспроекта.
*♦ Расход стали дан для высокопрочной проволоки с предварительным натяжением.
Рис. XIV.6.
Схема пространственного
каркаса панельно-рамного дома
а — схема каркаса, б — обвязочная рамка; 1—рамки панелей наружных стен; 2—пилястра; 3 — угловая пилястра; 4 — рамки панелей внутренних стен
плоскости. Однако изгиб воспринимается там не всей панелью, а железобетонной П-образной рамкой, расположенной в плоскости панели.
Принятое конструктивное и планировочное решение дома В. П. Лагутенко позволило резко снизить расход основных строительных материалов и вес здания по сравнению с применявшимися до сих пор конструкция
ми крупнопанельных, крупноблочных и кирпичных домов. Так, расход сборного железобетона, в первом выстроенном доме такого типа составляет 0,35 м3 на 1 м2 жилой площади, а в переработанном первом проекте — 0,3 л3, расход стали также снижен до 25 кг на 1 м2 жилой площади.
Панели для домов В. П. Лагутенко по переработан-
§ I. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
Т а б л и ц а XIV.
Технико-экономические показатели на 1 м2 жилой площади крупнопанельных домов с малометражными квартирами и сниженной высотой этажа (2,7—2,8 м)
Наименование показателей 1 Единица измерения Проект ГПИ Гипрострой-индустрия (дом выксин-ского типа), серия 1-464 Проект Ленинградского отделения ГПИ Горстройпро-ект, серия 1-335 Проект проектного института № 2 серия 1-465 Проект ГПИ Моспроект (дом конструкции В. П. Лагутенко в Хорошово— Мневниках) Проект САКБ Мосгориспол-кома (дома из панелей непрерывного проката), серия П-35-05 Проект ГПИ Горстройпроект свердловского типа
Затраты труда Расход сборных железобетонных и бетонных изделий: . . чел.-день JK3 2,3 2,65 2,7 2,6 3,0 2,9
тяжелого ёетона а 0,55 0,4 0,36 0,30 0,42 0,38
легкого бетсва • 0,02 0,09 0,29 — — 0,20
Расход гипсобетона .... а — 0,11 0,08 — 0,01 0,08
Расход утеплителя . . 1 0,066 — — 0,15 0,14 —
Расход цемента кг 160 151 179 198 171 188
Расход стали а 20 22 20 31 34 24
Вес здания 1 475 1330 1 370 925 1 450 1 285
ному проекту изготовляются в кассетных формах и по методу стендового вибропроката (в Люберцах Московской обл.)«
Число типоразмеров изделий в первом выстроенном доме (корпус № 14) составило 31, а в переработанном проекте для серийного изготовления всего лишь 25.
Таким образом, конструктивно-планировочная схема данных домов является вполне рациональной. Должны быть тщательно решены лишь мероприятия для надлежащей звукоизоляции.
* * *
Технико-экономические показатели различных конструктивных схем крупнопанельных и крупноблочных жилых зданий, осуществляемых в СССР и в некоторых
Рис. X1V.7. Узел опирания перекрытий раздельного типа на несущие перегородки в виде двутавровых балок-стенок в домах конструкции В. П. Лагутенко / — нижняя часть балки-стенки; 2 — верхняя часть балки-стенки;
3 — основная панель перекрытия; 4 — потолочная панель
зарубежных странах, приведенные во многих опубликованных литературных источниках (например, [4], [14], [17], не вполне сопоставимы из-за разнообразия исходных данных (принятой отделки зданий, климатических условий, размеров комнат, числа этажей, стоимости материалов и т. п.), а также из-за различной методику подсчета. Более сопоставимы данные, получаемые по подсчетам, произведенным по единой методике, для однотипных зданий, имеющих одинаковую этажность,, планировку, отделку, при одинаковых транспортных и производственных условиях.
Такимм сопоставимыми технико-экономическими данными являются показатели, приведенные в табл. XIV.2 (полученные в б. ЦНИПСе канд. техн, наук Б. Н. Семеновым [35]). В этой таблице даны показатели для жилых зданий с различными конструктивными схемами, но с одинаковыми исходными данными: однотипной планировкой и отделкой, равной этажностью, сопоставимыми между собой размерами и весом элементов конструкций, наличием подвала, одинаковой стоимостью материалов, однаковыми условиями изготовления и т. п.
Из табл. XIV.2 видно, что по трудоемкости монтажных работ крупноблочные дома являются более эффективными, чем кирпичные, а крупнопанельные — более эффективными, чем крупноблочные. Среди крупнопанельных домов наименее трудоемкими являются те дома, которые имеют панели с размерами на комнату (бескаркасные легкобетонные или панельно-рамные).
Большинство современных крупнопанельных домов имеет конструктивную схему с поперечными несущими стенами.
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
240
Таблица XIV.4
Распределение объема сборных железобетонных и бетонных изделий на 1 ООО м2 жилом площади 5-этажных жилых домов различной конструкции
№ п/п Конструктивные элементы здания Крупноблочный дом серии 1-419 (проект ГПИ Горстройпроект) Крупноблочный дом рерии И-05 (проект САКБ Мосгорисполкома) Кирпичный дом серии 1-405-А (проект Лен-проекта) Кирпичный дом серии II-01 (проект САКБ Мосгорисполкома)
железобетонные изделия в м3 бетонные и легкобетонные изделия в м3 в °/0 железобетонные изделия в м3 бетонные и легко-бетонные изде ЛИЯ в м3 в °/0 железобетонные изделия в м3 бетонные и легкобетонные изделия в м3 в °/0 железобетонные изделия в м3 бетонные и легкобетонные изделия в м3 в°/0
1 Фундаменты 65 13 38 7 83 15,5 47 12,5
2 Стены подвала — 114 23 217 39 — 83,5 16 — 81 22
3 Цоколь — 30 6 — — — 53,5 10 — — —
4 Наружные стены — (371)* — — — — — — — — —
5 Внутренние стены — (284)* — — — — — — —
6 Перекрытия .... • . . • . 175 — 36 50 — 45 190 — 36 205 — 55
7 Лестницы 18 — 3,4 12 — 2 21 — 4 16 — 4,3
8 Балконы • . 9 — I 7 7 — 1,1 50 — 9,5 3 — 0,8
9 Перемычки 14 — 2,7 6 — 1 22 — 4 10 — 2,7
10 Подоконные плиты . • 6 — 1,2 — —» — — — — — —
11 Санитарно-технические блоки 61 — 12 26 — 4,5 9 — 1,7 — — —
12 Перегородки (155) — — — — — — — — —
13 Прочие 4 — 6 2 — 0,4 19 — 3,3 8 — 2,7
14 Итого ... 352 144 100 341 217 100 394 137 100 289 81 । 100
* Стенозы е блоки из шлакобетона в суммарный расход бетона (в итог) не включены.
Технико-экономические показатели современных крупнопанельных домов по типовым проектам, утвержденным в 1958—1959 гг. Госстроем СССР, и по проектам САКБ Мосгорисполкома и Моспроекта приведены в табл. XIV.3.
Сравнение показателей современных крупнопанельных домов (табл. XIV.3) с показателями домов, возводимых ранее, а также крупноблочных домов, и домов со стенами из штучного кирпича (табл. XIV.2) показывает, что в области крупнопанельного домостроения достигнуты значительные успехи: снижена трудоемкость и стоимость, уменьшен расход стали и вяжущего, разработаны конструкции домов и технология их изготовления, доступная для различных районов СССР применительно к местным условиям.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
Распределение объема сборных железобетонных и бетонных изделий между отдельными конструктивными элементами зданий, строящихся по наиболее распространенным типовым проектам, характеризуется показателями, приведенными в табл. XIV.4.
Из этой таблицы видно, что в общем объеме сборного железобетона первое место занимают перекрытия (36—55%), стены подвалов и фундаменты (31—46%). Поэтому правильный выбор рациональной конструкции этих элементов имеет большое значение для общего снижения расхода бетона и стоимости строительства жилых и общественных зданий.
1. Блоки фундаментов и стен подвалов
Применение сборных бетонных и железобетонных фундаментов вместо бутовых дает сокращение объема
земляных работ, уменьшение веса конструкций, сокращение времени и трудоемкости работ при их возведении. На рис. XIV.8 приведен пример устройства фундамента из железобетонных сборных блоков и из бута.
U---------- 280 -----------J
Рис. XIV.8. Пример устройства фундамента из сборных железобетонных блоков и из бутовой кладки
1 — железобетонный фундамент; 2 — бутовый фундамент
В зависимости от ширины подошвы фундамента объем его при применении железобетонных блоков в 2—4 раза меньше объема бутовой кладки.
Практика строительства в Москве, Ленинграде и в других городах подтверждает целесообразность широко-
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
241
Таблица XIV.5
Показатели блоков фундаментов бетонных и железобетонных, армированных сварными сетками
Марка блока Схема блока Габариты в мм Марка бетона Показатели на 1 блок
ширина b длина 1 высота h рабочая арматура допускаемый момент на 1 пог. м б тм объем бетона В JK3 вес стали в кг вес .блока в кг
количество стержней, диаметр в мм плошадь сечения в см*
ФП8 800 1 180 300 150 Не армируется — 0,8 0,27 14 648
Ф10 Ф12 Ф14 Ф16 Ф20 Ф24 Ф28 1000 1 200 1 400 1 600 2 000 2 400 . 2 800 2 380 2 380 2 380 2 380 1 180 1 180 1 180 300 300 300 300 4Оо 400 400 150 150 150 150 150 200 200 1308 1308 13010 19010 11010 6010 5012 11012 6,54 6,54 10,21 14,92 8,63 10,36 12,44 2,33 2,33 3,61 5,16 8,3 10,4 12,4 0,61 0,7 0,84 0,97 0,76 0,89 1,02 8,1 9,5 14,4 21,5 15,1 21,1 29 1 525 1 750 2 100 2 430 1 900 2 230 2 550
Рис. XIV.9. Ленточный сборный фундамент
а — сплошной; б — прерывистый; 1 — блоки ленточного фундамента; 2 — блоки стен подвала; I— длина блоков; b — ширина блоков; h — высота блоков
го внедрения сборных фундаментов, особенно при производстве работ в зимних условиях при высоком уровне грунтовых вод.
В табл. XIV.5 приведены данные по фундаментным блокам из каталога индустриальных изделий для жилищного и гражданского строительства серии ИИ-03-02, утвержденного Госстроем СССР [12].
Блоки можно применять для устройства ленточных сплошных (рис. XIV.9,a) и прерывистых фундаментов (рис. XIV.9,6).
Учитывая, что на фундаментные подушки расходуется до 15% бетона из всего объема бетона, идущего на дом (см. табл. XIV.4), следует переходить к освоению блоков для ленточных фундаментов с более эффективными формами сечения (ребристых, пустотелых и др.). На рис. XIV. 10,а и б приведены пустотелые, на рис. XIV.10,e и г кессонные и ребристые блоки фундаментов. Применение таких блоков позволяет сократить расход бетона примерно на 40% по сравнению с полнотелыми блоками тех же размеров, однако стали в них расходуется несколько больше, так как утоненные ребра приходится дополнительно армировать сварными каркасами для восприятия усилий от поперечных сил; приведенные на рис. XIV. 10 блоки пока еще не нашли широкого распространения.
Значительную экономию бетона (более чем в 1,5 раза) и стали (в 2 раза и более) по сравнению с полнотелыми фундаментными блоками можно получить за счет применения высокопрочной арматуры с предварительным натяжением.
Минметаллургхимстроем СССР в свое время были утверждены типовые чертежи предварительно напряженных блоков для изготовления их стендовым способом (ТЧ60-56/МСПМХП); блоки выполняют из бетона марки 300 и армируют высокопрочной стальной проволокой периодического профиля, диаметром 5 мм с пределом прочности не ниже 14 500 кг/сле2. Номенклатура и показатели таких блоков приведены в табл. XIV.6.
Эти блоки, хотя и дают сокращение расхода бетона и стали, но требуют применения бетона повышенной проч-
16 Зак 2065
242
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Рис. XIV. 10. Сборные железобетонные блоки фундаментов с эффективными формами поперечного сечения
а и б — пустотелые; в — кессонные; г— ребристые
Таблица XIV.6
Показатели железобетонных предварительно напряженных (струнобетонных) блоков фундаментов_________
Схема блока Габариты в мм Расход материалов на 1 пог. м фундамента Вес блока в кг
ширина b длина 1 высота h бетона в jk3 | стали в кг
1 200 3 000 160 0,2 2,1 1 480
1 400 3 000 160 0,235 3,6 1 750
5^ 1 600 3 000 160 0,27 6,5 2000
2 000 1 400 220 0,46 9 1 600
* 2 400 1 400 220 0,55 14,5 1 920
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
-------243
Таблица XIV.7
Показатели железобетонных фундаментных блоков, армированные струнобетонными предварительно напряженными элементами
Марка блока Схема блока Габариты в мм Расход материалов на 1 пог. м фундамента Вес блока в кг
ширина b длина 1 | высота h бетона в м? | стали в кг
ФС-12 1 200 2 780 200 0,24 2,68 1 680
ФС-14 1 400 2 380 200 0,28 3,89 1 680
ФС-16 АЛ' 1 600 1 980 200 0,32 6,82 1 580
ФС-20 ''п tN А 2 000 1 580 300 0.51 9,25 2 040
ФС-24 . П 2 400 1 180 300 0,6 12,7 1 790
ности, что не всегда может быть обеспечено из-за необходимости применения дорогостоящей прочной щебенки.
Весьма целесообразно применение также фундаментных блоков с армированием предварительно напряженными струнобетонными элементами. Объем бетона струнобетонных элементов составляет около 10% от объема блока. Таким образом приходится изготовлять всего лишь 10% прочного бетона марки 300, а остальной, окружающий бетон марки 150 изготовляется без какого-либо усложнения технологии в обычных формах, в полигонных условиях. Такие конструкции фундаментных блоков дают значительную экономию стали, так как струнобетонные элементы армированы высокопрочной стальной проволокой диаметром 3 мм с пределом прочности 18 000 кг/см2, однако расход бетона в них по сравнению с фундаментом, армированным сварными сетками, может быть уменьшен лишь незначительно. Характеристика и типоразмеры таких блоков приведены в табл. XIV. 7.
Размеры сборных фундаментов следует определять расчетом естественного основания под ними в соответствии с требованиями норм и технических условий проектирования НиТУ 127-55 [29], так же как и для обычных фундаментов, а расчет самих сборных элементов в соответствии с указаниями, приведенными в главах VI и VII настоящего справочника.
Расчет оснований по деформациям производят на нормативные нагрузки по формуле
А </,
где А—расчетная величина деформации основания;
f — предельная величина деформации основания.
Требование расчета оснований зданий по деформациям считается удовлетворенным, если среднее давление от нормативных нагрузок на основание не превосходит условных расчетных сопротивлений и если при этом соблюдаются следующие условия:
16*
а) основание сложено по всей площади здания из грунтов однородного горизонтального напластования, сжимаемость которых на глубине до 5 м от подошвы не увеличивается;
б) конструкции зданий получили широкое распространение в строительстве.
Расчет основания по расчетным сопротивлениям производится по формуле
P<R.
где Р — среднее давление от нормативных нагрузок в кг/см2 по подошве фундамента, передаваемое на грунты основания;
R — расчетное сопротивление в кг]см2 грунтов основания, определяемое по НиТУ 127-55.
В типовых проектах зданий, в рабочих чертежах фундаментов следует приводить таблицы величин усилий, действующих на основание.
Сборные элементы фундаментов рассчитываются на воздействие изгибающего момента и поперечной силы.
Для определения размеров фундаментов необходимо подсчитать нормативные нагрузки. В жилых и общественных зданиях нормативные нагрузки, передающиеся через фундамент на основание, складываются из собственного веса конструкций здания (постоянная нагрузка) и из эксплуатационных нагрузок на перекрытия (полезная нагрузка). Ширину подошвы фундаментов определяют делением нормативной нагрузки на расчетное сопротивление грунта на длине участка, на котором подсчитывалась нагрузка. По ширине подошвы подбирается соответствующий блок из каталога, причем следует обратить внимание на то, чтобы свободный вылет консоли, получаемый как полуразность между шириной подошвы и толщиной стены, передающей нагрузку на фундамент, не превышал допустимого для данного блока. Если окажется, что полученная ширина
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
244
Таблица XIV.8
Показатели пустотелых бетонных блоков фундаментов и стен подвала
Марка блока Схема блока Габариты в мм Показатели на 1 блок
длина / толщина b высота h объем бетона В «И3 вес в кг
СПЗ 2 380 300 580 0,361 866
СПДЗ 780 300 580 0,117 281
СП4 2 380 400 580 0,418 1010
СПД4 780 400 580 0,140 336
СП5 2 380 500 580 0,502 1 205
По N
СПД5 780 500 580 0,171 410
СПб 1 i i 2 380 600 580 0,555 1 330
Ui—J
СПД6 780 600 580 0,193 460
подошвы несколько меньше, чем соответствующая ширина блока из каталога, можно применить блок большей ширины, чем расчетная ширина подошвы, при этом блоки можно укладывать с раздвижкой.
Допустимую величину раздвижки а между фундаментными блоками определяют по формуле
l(b-bn) а = ---------.
Ьп
где а — расстояние между блоками в см;
I — длина блока, принятая по каталогу, в см;
b — ширина блока также по каталогу в см;
Ьп— требуемая ширина подошвы фундамента в см, полученная по расчету.
Для кладки бесподвальных подземных участков стен (от подошвы фундамента до цоколя) находят применение пустотелые бетонные блоки, для которых показатели приведены в табл. XIV.8; блоки эти имеются в каталоге индустриальных изделий для жилищного и гражданского строительства серии ИИ-03-02.
Бетонные блоки сплошные или пустотелые можно применять также для кладки наружных и внутренних стен подвалов. Сплошные блоки изготовляются, как правило, из бетона марки 100 и применяются при тяжелых нагрузках и в неблагоприятных грунтовых условиях в тех случаях, когда по расчету не оправдывается применение пустотелых блоков. Пустотелые блоки для стен подвалов могут иметь щелевидные, круглые (малые и большие) и, наконец, прямоугольные крупноразмерные пустоты.
Блоки с крупными пустотами наиболее экономичны; в них пустотность достигает 30—40%, изготовляются такие блоки из бетона марки 150.
2. Крупные стеновые блоки
Крупные блоки для кладки наружных и внутренних стен выше цоколя выполняются из облегченных бетонов.
Блоки для стен подвалов, цоколя, а также карниза следует изготовлять из тяжелого бетона.
В качестве материала для блоков надземных частей стен могут быть использованы различные виды легких бетонов (шлакобетон с заполнителем из топливных и Доменных шлаков, термозитобетон, керамзитобетон, крупнопористый бетон, ячеистый бетон или мелкозернистый бетон — силикат). К настоящему времени достаточную практическую проверку и наибольшее распространение получили крупные стеновые блоки из шлакобетона.
Рис. XIV. 11. Типы разрезки стен
а — двухрядная; б — четырехрядная; 1 — простеночные блоки; 2 — перемычечный блок; 3—подоконный блок
Важнейшими преимуществами применения крупных бетонных блоков по сравнению с обычными стеновыми материалами являются: сокращение затрат труда на строительной площадке, увеличение степени сборности зданий и сокращение сроков строительства за счет применения укрупненных элементов стен, изготовляемых с •полной отделкой в заводских условиях. Наряду с этим применение крупных бетонных блоков позволяет значительно уменьшить вес здания в случае изготовления блоков эффективной конструкции.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
245
Рис. XIV.12. Основные типы блоков наружных стен для жилых домов
а — пристеночный рядовой блок; б—простеночный угловой блок; в — подоконный блок: г — перемычечный блок; д — поясной блок: е — цокольный блок; /—легкий бетон; 2 — фактурный слой из декоративного бетона (пунктирными линиями на рис. а и б обозначены блоки при четырехрядной разрезке стен)
Рис. XIV. 13, Основные типы блоков внутренних стен для жилых домов
а — вертикальный блок; б — горизонтальный блок; в — блок с вентиляционными и дымовыми каналами при двустороннем расположении кухонно-санитарных узлов; г — то же, при одностороннем расположении кухонно-санитарных узлов у лестничных клеток; д — блок для санитарно-технических стояков
Достаточно рациональным решением наружных стен из легкобетонных крупных блоков на современном этапе развития крупноблочного строительства является стена толщиной 400 мм для южных и центральных районов и 500 мм для северных районов СССР. Стены такой толщины могут быть выполнены сплошного сечения из легких бетонов объемным весом 1 200—1 400 кг/мъ или из бетона с большим объемным весом, но с устройством в блоках эффективных в теплотехническом отношении пустот.
Основные размеры блоков определяются мощностью применяемых подъемных механизмов на строительстве и заводе; в зависимости от этого максимальный вес блоков принимается 1,5—2 или 3 т.
Соответственно указанным предельным весам блоков приняты, как правило, два вида разрезки стен: четырехрядная при весе блоков до 1,5—2 т, двухрядная —при весе блоков до 3 т (рис. XIV.11).
Двух- и четырехрядная разрезка стен положена в основу действующей номенклатуры крупных стеновых легкобетонных блоков [6]. Возможно также применение трехрядной разрезки стен.
Размеры блоков установлены в соответствии с объемно-планировочными решениями зданий на основе положений единой модульной системы.
Номенклатурой предусмотрены для наружных стен блоки толщиной 400, 500 и 600 мм, а для внутренних стен толщиной 300 мм.
Высоту простеночных блоков при двухрядной разрезке принимают равной высоте этажа минус 620 мм\ высоту перемычечных и поясных блоков с учетом толщины горизонтальных швов принимают во всех случаях 580 мм.
При четырехрядной разрезке стены простенки образуются из трех блоков, при трехрядной — из двух. Номинальная длина блоков кратна укрупненному модулю 200 мм.
Основные виды крупных блоков для наружных и внутренних стен жилых домов с высотой этажа 2,8 м представлены на рис. XIV. 12 и XIV.13.
Шлакобетонные блоки для наружных стен изготовляются с наружной офактуренной поверхностью, выполняемой обычно из декоративного бетона слоем 15—30 мм-, наружную поверхность блоков можно также облицовывать керамическими или другими плитками. Внутренняя поверхность блоков наружных стен, а также обе поверхности блоков внутренних стен выполняются гладкими, подготовленными под шпаклевку и окраску.
Для монтажа блоков в них предусматриваются подъемные петли.
Пример раскладки крупных блоков в жилом доме показан на рис. XIV.14.
Для обеспечения надлежащей прочности, монолитности и жесткости стен из крупных блоков необходима тщательная укладка блоков на слое раствора, заполнение раствором или бетоном вертикальных швов между блоками, перевязка вертикальных блоков с горизонтальными в плоскости стен; наряду с этим для создания жесткости в плоскости самих стен, а также пространственной жесткости здания в целом устраивают горизонтальные пояса в уровне перекрытий, для чего
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
246
Рис. XIV.14. Пример раскладки крупных блоков в секции жилого дома
а — план секций; б — развертка наружной стены по оси А — А; в — развертка наружной стены по оси Z>—Z>; г — развертка внутренней стены по оси В — В; д — развертка внутренней стены по оси -Д — Д; е — развертка внутренней стены по оси Е— Е; 1 — простеночный рядовой блок; 2—то же, угловой; 3 — перемычечный блок над окном; 4 — то же, под балконом;
5 — подоконный блок; 6 — вертикальный блок; 7 — поясной блок; 8 —вертикальный электротехнический блок; 9 — перемычка и электротехнический блок; 10 — блоки дымовых и вентиляционных каналов; 11 — санитарно-техническая панель;
12 —лестничные площадки; 13 — панели перекрытия
связывают между собой перемычечные и поясные блоки в наружных и внутренних стенах по всему их периметру и анкеруют в них панели перекрытий, а также соединяют связями продольные и поперечные стены.
Связи в горизонтальных поясах можно выполнять путем соединения на сварке специальных стальных закладных деталей либо путем армирования швов, а связи между продольными и поперечными стенами можно выполнить перевязкой блоков либо сваркой закладных деталей. При этом следует иметь в виду, что перевязка блоков стен двух направлений ведет к увеличению числа типоразмеров блоков и усложнению конструкции части блоков; поэтому более целесообразным является применение сварных соединений. На рис. XIV.15 показаны примеры решений соединений элементов крупноблочных стен и перекрытий.
В табл. XIV.9 приведены данные о необходимой толщине наружных стен из шлакобетонных блоков сплошного сечения в различных климатических районах в зависимости от объемного веса бетона.
В целях уменьшения веса простеночных блоков, и сокращения расхода материалов рекомендуется устраивать в них пустоты круглого или иного сечения. На рис. XIV. 16 показан пример сечения простеночных блоков с круглыми пустотами; весьма целесообразным является изготовление блоков с эффективными в теплотехническом отношении щелевидными пустотами (рис. XIV.16,6).
Применение блоков со щелевыми пустотами позволяет осуществить экономичную конструкцию стен даже при применении бетона со сравнительно большим объемным весом; так, при применении шлакобетона объемным весом 1 500 кг)м3 в районах с расчетной температурой наружного воздуха —26° блоки со щелевидными пустотами можно для наружных стен применять толщиной 400 мм вместо 520 мм для блоков с круглыми пустотами при применении шлакобетона того же объемного веса. Приведенная толщина бетона с учетом пустот для блоков со щелевидными или круглыми пустотами составит соответственно 32 и 47 см; таким образом, в рассмотрен-
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
247
План по <-/
Рис. XIV.15. Соединения элементов крупноблочных стен и перекрытий
а’—сопряжение наружной стены, перекрытия и перегородки (панель перегородки на плане условно не показана); б'-сопря. жение наружной стены, перекрытия и стены лестничной клетки; в — сопряжение поясных и перемычечных блоков внутренней продольной стены; г— сопряжение простеночных блоков наружных стен; 1 — блок наружной стены; 2— панель перекрытия; 3 — перегородка; 4—стальные закладные детали; 5 — стальная накладка; 6 — сварной шов; 7 — анкер перекрытия ; £ —монтажная петля панели перекрытия; 9— анкер перегородки; 10 — блок стены лестничной клетки; // — анкер для крепления стен; 12 — блоки внутренней стены; 13 — заливка бетоном; 14 — простеночные блоки; 15 — вкладыши из легкого бетона; 16 — заливка легким бетоном; 17 — монтажные петли блоков; 18 — анкер
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
248
Таблица XIV.9
Толщина стены из шлакобетонных блоков в зависимости от их объемного веса и расчетных наружных температур воздуха
Наименование материала Объемный вес 7 в кг/м3 Расчетная наружная температура воздуха в град. Толщина стен в мм
Термозитобетон 1 200 — 24* 400
- 35* 500
- 47* 600
1 400 - 18 400
— 26 500
- 35* 600
Шлакобетон на котельных
шлаках 1 600 - 23 500
- 29 600
Шлакобетон на гранулирован-
ных шлаках 1 600 — 21 400
- 28 500
- 40 600
Шлакобетон на котельных
шлаках 1 800 - 26 600
Шлакобетон на гранулирован-
ных шлаках 1 800 - 19 400
- 26 500
- 35 600
* Расчетные температуры для блоков без пустот.
Примечание. 1. Для блоков с пустотами коэффициент массивности стен принят с уменьшением на 15% (см СНиП П-В. 3, £ 2). Размеры, число и расположение пустот назначаются в таких пределах, чтобы не получилось ухудшение теплотехнических качеств блоков и были обеспечены необходимые прочностные показатели.
ном случае экономия от применения блоков со щелевидными пустотами составляет 32%.
Для изготовления блоков со щелевидными пустотами необходимо специальное оборудование, которое пока еще не освоено.
В настоящее время ведутся работы по освоению производства блоков из силикатной массы (автоклавного мелкозернистого бетона на извести}; блоков со щелевидными пустотами, а также блоков из ячеистого
Рис. XIV.16. Пустотелый блок наружной стены
а — с круглыми пустотами; б — со щелевидными пустотами
бетона. В практике строительства находят применение крупные блоки из крупнопористого бетона. Исходя из технологических условий, блоки из этих материалов разрабатываются применительно к четырехрядной или трехрядной разрезке стен.
Расчет прочности кладки из крупных блоков производят в соответствии с главой П-Б.2 СНиП, по «Нормам и техническим условиям проектирования каменных и армокаменных конструкций» (НиТУ 120-55) [30],
«Техническим условиям на производство и применение крупных стеновых бетонных блоков» (ТУ 106-55) и изменению № 1 к этим нормативам, введенному в действие Госстроем СССР с 1/ХП 1956 г.
При определении расчетного сопротивления кладки марку блока принимают:
а) при применении блоков сплошного сечения
^л = Лп"р;
б) при применении пустотелых блоков
D —pH „
«бл -«npf6pH’
где Т^бл — марка блока;
/?”р — нормативное сопротивление бетона осевому сжатию (призменная прочность), которое принимается по «Нормам и техническим условиям проектирования бетонных и железобетонных конструкций» (НиТУ 123-55);
F нт — площадь горизонтального сечения блока за вычетом пустот;
^бр — площадь горизонтального сечения блока без вычета пустот;
р. — коэффициент снижения прочности, зависящий от технологии изготовления блоков, формы и размера пустот и устанавливаемый испытанием блоков; при отсутствии опытных данных коэффициент ц определяется по формуле
F нт Iх =“ • Гбр
В проектах крупноблочных зданий следует предусматривать мероприятия, связанные с производством строительно-монтажных работ в зимних условиях.
Пространственная жесткость крупноблочных зданий должна быть обеспечена вертикальными диафрагмами, образуемыми системой поперечных и продольных стен и горизонтальными диафрагмами междуэтажных перекрытий, связанных со стенами.
При обеспечении надежных связей между вертикальными и горизонтальными диафрагмами здания из крупных бетонных блоков рассчитываются на горизонтальные усилия как жесткие конструктивные схемы, в которых перекрытия служат неподвижными опорами для расчета стен в направлении из их плоскости и передают горизонтальные нагрузки на продольные и поперечные стены в направлении их плоскости.
3. Крупные стеновые панели
Крупные стеновые панели [46] являются наиболее индустриальной конструкцией стен. При их применении
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИИ
249
достигаются наименьшая трудоемкость работ по монтажу, заделке швов и отделке, наиболее высокие темпы строительства и полная возможность вести работы зимой так же, как летом.
Крупные стеновые панели поступают на стройку с готовой фасадной и отделанной внутренней поверхностями, подготовленными под окраску или оклейку обоями. В панелях должны быть предусмотрены закладные детали для подъема и крепления. Иногда в панели бывают вмонтированы санитарно-технические приборы.
Оконные и дверные проемы в панелях должны быть заполнены на заводе коробками, переплетами и дверями и иметь законченный, отделанный вид.
При проектировании разрезки стен на панели следует учитывать грузоподъемность монтажных механизмов, допускающих применение крупных или мелких панелей.
На рис. XIV. 17 показаны примеры разрезки степ на мелкие (рис. XIV. 17,а), крупные (рис. XIV. 17,6) панели, а также на мелкие панели по так называемой двухблочной разрезке (рис. XIV. 17,в); при разрезке панелей этого типа значительно уменьшается высота вертикальных швов, заделка которых при длине до 1,5 м проще, чем заделка швов высотой на этаж.
На рис. XIV. 18 показаны примеры разрезки стены на крупные простеночные двухэтажные панели и мелкие междуоконные вставки (рис. XIV. 18,а); крупные простеночные двухэтажные панели и мелкие панели с оконными проемами (рис. XIV. 18,6); на крупные панели с оконными проемами и накладными пилястрами (рис. XIV. 18,в).
На рис. XIV. 19 показаны примеры разрезки наружных стен лестничных клеток.
В построенных и проектируемых панельных и каркасно-панельных зданиях применялись два основных принципа оформления фасадов: с пилястрами (на-щельниками), маскирующими вертикальные швы, и с гладкой стеной, т. е. с открытыми швами. Применение пилястр (нащельников), начатое в строительстве крупнопанельных домов в Магнитогорске, в дальнейшем не нашло распространения. В настоящее время господствует направление, по которому швы оставляются открытыми, что подчеркивает конструктивную основу здания.
Размещение швов целесообразно увязывать с архитектурным членением фасада, с тем чтобы они не требовали специальной маскировки. Особенно удобными, например, для размещения вертикальных швов являются места, скрытые выступающими четвертями смежных панелей; в швах, перекрытых такими четвертями, предельно просто можно скрыть возможные небольшие отклонения в размерах панелей, а также неточности монтажа в пределах допускаемых отклонений.
Конструкция швов имеет большое значение для обеспечения непродуваемости стен, а также для отделки и достижения минимальной трудоемкости возведения стен. Горизонтальные швы, как правило, выполняются из теплого или обычного цементного раствора, расстилаемого на нижележащей панели перед установкой вышележащей панели; таким образом, горизонтальные швы уплотняются весьма просто вследствие обжатия их под воздействием веса вышележащих панелей. Вертикальные швы заполняются различными способами: конопаткой, заливкой теплым или обычным цементным раствором, проклейкой теплоизоляционными материалами и т. п. Разрабатывается технология заделки вертикальных швов путем нагнетания раствора растворонасосом.
Лучшим решением вертикальных граней панелей, образующих вертикальные швы, следует считать уст
ройство треугольного или полукруглого паза; устройство четвертей нежелательно, так как это усложняет опалубку и приводит к повреждениям четвертей панелей при перевозке и монтаже.
На рис. XIV. 20 показано несколько примеров об- . . работки вертикальных и горизонтальных стыков между панелями.
I---UH140&—।
Рис. XIV. 17. Пример разрезки наружных стен
а — на мелкие панели; б — на крупные панели; в—на мелкие панели с горизонтальным членением (так называемая двухблочная разрезка; Z —панель с проемом; 2 — панель простенка; 3 — рядовая панель; h — высота этажа
В зависимости от конструктивного рёшения и наличия тех или иных строительных материалов стеновые панели могут быть многослойными, состоящими из двух или нескольких слоев разнородных материалов, или однослойными, сплошными из однородного материала (например, легкобетонные) с наружной фактурой.
Многослойные панели проектируются в виде железобетонных ребристых плит, утепленных эффективным материалом, или в виде трехслойных плит с двумя плоскими тонкими железобетонными слоями.
В качестве утеплителя могут служить пенобетон, пеносиликат, пеностекло, пенокералит, минеральная пробка, минераловатные плиты и другие материалы, отличающиеся постоянством физической структуры и долговечностью.
Железобетонные ребристые утепленные стеновые плиты нашли широкое применение в практике каркасно-панельного строительства в Москве. На рис. XIV. 21 показана конструкция панели, утепленной пенобетоном, применявшаяся в строительстве каркас-
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
250
Рис. XIV. 18. Примеры Л разрезки наружных стен
а — на крупные простеночные двухэтажные панели и междуоконные вставки; б — на крупные простеночные двухэтажные панели и мелкие панели с оконными проемами; в — на крупные панели с оконными проемами и накладными пилястрами; h — высота этажа
Рис. XIV.19. Примеры разрезки наружной стены лестничной клетки на крупные панели с оконными проемами
а — панели с двумя полупрбемами; бив — панели с оконным проемом (рекомендуемые варианты); / — панель наружной стены лестничной клетки; h — высота этажа
Рис. XIV.20. Примеры обработки вертикальных стыков между панелями
а — в подрезку двустороннюю; б — фигурное обрамление; в — вчетверть; г — в подрезку одностороннюю; 1 — теп лый раствор; 2 — конопатка; 3 — минеральная пробка; 4—штукатурка по сетке
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
251
но-панельных домов на Хорошевском шоссе в Москве. Эти панели с внутренней стороны имели пароизоляци-онный слой и отделывались изнутри гипсовыми плитами. Указанные панели оправдали себя в условиях эксплуатации. Узлы примыкания стеновых панелей к перекрытиям и их крепления показаны на рис. XIV.22,a
Рис. XIV. 21. Железобетонные ребристые панели, утепленные пенобетоном (фасады панелей условно показаны без утеплителя)
а — простеночная панель; б — панель с оконным проемом; 1— пароизоляция—слой пергамина; 2— трубка для переворачивания панели при подъеме; 3 — петли, срезаемые после монтажа панели и заклеиваемые пароизоляцией
и б; возможные варианты крепления стеновых панелей к перекрытиям показаны на рис. XIV. 22,в и г.
Однако применение железобетонных ребристых стеновых панелей в каркасных зданиях является неоправданным в виду того, что они в этом случае используются как ненесущие элементы. Между тем железобе-
Рис. XIV.22. Крепление стеновых многослойных панелей к каркасу и сопряжение с перекрытием а — разрез по продольной стене; б — разрез по торцовой стене; виг — варианты крепления (разрезы и планы по продольной стене); / — колонна каркаса; 2 — ось колонны; 3 — облицовка гипсовыми плитами; 4— пенобетон; 5 — пароизоляция; 6 — соединительные стальные планки; 7 — закладные стальные детали; <У — конопатка; Р — оконная коробка; 10 — шлакобетон (заливают на месте); 11— железобетонный ригель; 12 — наконечник; 13— глухая стеновая панель; 14— утеплитель пеносиликат; 75 _ соединительная стальная накладка; 16 — утепление стальной накладки обмоткой паклей, пропитанной цементным раствором; 17 — утепление горизонтального стыка панелей минеральной ватой; 18 — монтажная петля; 19 — то же, загибают и приваривают к стальной накладке; 20 — закладные болты; 21 — панель перекрытия; 22 — карниз
тонные ребристые панели, обладая большой прочностью, вполне могут и должны быть несущими; такое решение и было принято в конструкции крупнопанельных домов в Череповце [16], [46], [47], где наружные стены выполнены несущими.
В железобетонных ребристых панелях утеплитель является ненесущим, и поэтому может быть малопрочным. При наличии жестких утеплителей возможно иное решение многослойных панелей: утеплитель (пеностекло, пенокералит) находится между двумя плоскими слоями железобетона, один из которых толщиной 30—40 мм является наружной фасадной стороной, а второй, толщиной 25—30 мм — внутренней стороной панели, обращенной в помещение. В этих панелях утеп
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
252
литель выполняет роль связующего материала между наружными и внутренними бетонными слоями. Такие панели весьма эффективны, так как они не имеют «мостиков холода» и сравнительно просты в изготовлении; они могут успешно применяться в качестве нене-сущих — навесных стен.
Рис. XIV.23. Однослойная панель из ячеистого бетона размерами на комнату
1 — отделочный слой; 2 — ячеистый бетон (7 = 900 кг 1м*)
на (Москва) и из ячеистого бетона (Первоуральск, Свердловск, рис. XIV. 23); последние имеют объемный вес 900 кг]м\ поэтому панели наружных стен получаются тоньше шлакобетонных (например, 350 вместо 500 мм). Однако в технологии изготовления однослойных панелей из ячеистого бетона имеются свои трудности; а именно, в панелях, особенно с оконными проемами, имеют место температурно-усадочные (технологические) трещины, поэтому такие панели требуют усиленного армирования. Окончательное суждение о наиболее оптимальных видах однослойных панелей размерами на комнату может быть вынесено после накопления достаточного производственного опыта.
Более простыми в изготовлении однослойными панелями из ячеистого бетона являются мелкие панели (рис. XIV.24), получающиеся при двухблочной разрезке (рис. XIV. 17,в). Ячеистого бетона в этих панелях в 2 раза меньше, чем в панелях размерами на комнату. Кроме того, двухблочные панели не имеют дверных или оконных проемов; они имеют простую прямоугольную конфигурацию. ПоэтЪму вероятность появления в них усадочных трещин гораздо меньше, чем в крупноразмерных панелях. Мелкие панели (по двухблочной разрезке) применяются в Березниках, где построено несколько кварталов жилых домов из таких панелей; в домах березниковского типа панели наружных стен являются ненесущими.
В последнее время разрабатываются и проходят экспериментальную проверку конструкции вибрирован-ных кирпичных стеновых панелей. Для наружных самонесущих стен кирпичные панели выполняются в виде многослойной конструкции с кирпичными стенками в V4 или в V2 кирпича с применением жестких или гибких утепляющих материалов. Для внутренних несущих стен кирпичные панели выполняются однослойной конструкции.
При менее прочных утеплителях (минераловатных плитах, теплоизоляционных ячеистых бетонах) многослойные плиты конструируются так, чтобы связь между крайними армированными бетонными или растворными слоями панели осуществлялась без участия среднего слоя; это достигается применением арматурных каркасов, соединяющих внешние слои панели. Для устранения коррозии каркасов должна быть применена оцинкованная проволока, предварительная бетонировка или антикоррозийная обмазка.
Такие трехслойные панели с особо эффективным теплоизоляционным средним слоем имеют малый вес и потому также наиболее целесообразны для применения их в качестве ненесущих (навесных) стен.
Подобные панели со среднием слоем из пенобетонных теплоизоляционных плит применяются в строительстве магнитогорских крупнопанельных домов [3], [16], [24], в Мурманской области и в других местах.
Однослойные п а н е л и делаются из легких или ячеистых бетонов. Наибольшее распространение получили шлакобетонные панели размерами на комна-ту, примененные в строительстве бескаркасных зданий в Москве и Ленинграде [16] и [32]. Эти панели состоят из основного слоя шлакобетона и наружного фактурного слоя общей толщиной 400 мм, изготовление таких панелей проще, чем изготовление железобетонных ребристых утепленных или трехслойных панелей. Однако недостатком их является большой объемный вес шлакобетона, доходящий до 1 600—1 700 кг/м3, и низкое термическое сопротивление, что требует увеличения толщины наружных стен.
Более легкими являются однослойные панели размерами на комнату, изготовляемые из керамзитобето-
Как однослойные, так и многослойные панели должны быть прикреплены к каркасу или скреплены между собой (при бескаркасных зданиях). Для крепления к каркасу рекомендуется применять электросварку (приварку стальных накладных планок или коротышей к закладным элементам панелей). При этом все места креплений должны быть доступны для производства сварки, осмотра и контроля перед окончательной их
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
253
заделкой. Все стальные крепежные детали после сварки должны быть надежно защищены от коррозии и от возможности воздействия огня в случае пожара.
В крупнопанельных бескаркасных зданиях сопряжение панелей можно выполнять также сваркой стальных закладных деталей или арматурных выпусков. Если панели являются несущими, стыки следует выполнять как расчетные сопряжения с тщательным последующим замоноличиванием. Панели можно также соединять между собой при помощи анкеров, закрепляемых в монтажных петлях или закладываемых в швы между панелями.
4. Междуэтажные перекрытия
Перекрытия должны удовлетворять большому и разнообразному комплексу эксплуатационных, конструктивных, строительно-технологических и экономических требований.
К числу эксплуатационных требований относятся: достаточная прочность, жесткость, огнестойкость, долговечность, звукоизоляция для междуэтажных перекрытий и теплоизоляция перекрытий над подвалами, чердачных перекрытий и совмещенных бесчердачных покрытий.
Экономичность конструкций перекрытий определяется расходом бетона и стали, технологией изготовления элементов перекрытий на заводах, условиями монтажа, затратами на устройство полов и отделку потолков.
Для оценки соответствия конструкций перекрытий современным индустриальным методам строительства большое значение имеет степень укрупнения сборных элементов перекрытий и достижение наибольшей степени заводской законченности изделий с целью исключения на строительных площадках штукатурных работ для отделки потолков и упрощения работ по устройству полов.
Основными элементами перекрытий являются несущие конструкции, которые можно выполнять из балок с вкладышами, настилав и панелей1.
Балки и настилы опираются по двум концам, на стены или прогоны; панели могут опираться тем же способом, а также по контуру или по углам непосредственно на колонны каркаса.
В жилых и общественных зданиях несущие элементы перекрытий применяются в зависимости от конструктивной схемы здания, как правило, для пролетов размерами 2,4—4 и 6—6,4 м. Для перекрытий этих пролетов разработаны типовые конструкции сборных изделий, принятые к изготовлению на предприятиях строительной промышленности.
Наибольшее распространение в массовом строительстве получили различные конструкции настилов и панелей с опиранием по двум сторонам; при строительстве крупнопанельных домов, как правило, применяются панели различных конструкций (размерами на комнату).
На рис. XIV.25 приведены планы перекрытий в характерных для жилых домов конструктивных схемах — с наружными несущими стенами и расположением внутренних опорных конструкций в поперечном и продольном направлениях.
Конструкция несущих элементов перекрытия, а также габариты настилов и панелей выбираются в зависимости от технологических возможностей и производственных мощностей изготовляющих их предприятий, от степени механовооруженности строительных площадок, от типов применяемых полов, а также исходя из экономических соображений.
Применение перекрытий с балками и вкладышами является оправданным при оснащении строительств монтажными механизмами малой грузоподъемности (до 0,5 г) при ограниченном объеме производства сборного железобетона и т. п. Монтаж перекрытия такой конструкции весьма трудоемок из-за измельченности монтажных элементов и необходимости оштукатуривания потолков.
Применение настилов и панелей обусловливает большую степень индустриальности конструкции перекрытий благодаря укрупнению монтажных элементов и исключению необходимости оштукатуривания потолков.
По установившейся градации грузоподъемности монтажных кранов ширина настилов и панелей при заданной длине обусловливается предельным весом изделия в 1,5—2 ; 3 и 5 т.
Характеристика основных типов конструкций междуэтажных перекрытий приведена в табл. XIV.10.
а) Перекрытия по балкам
В массовом строительстве применяются железобетонные балки таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне.
1 Настилами условно называются плиты перекрытий площадью до 7 л<2, панелями — плиты большей площади, в том числе панели размерами на комнату.
Рис. XIV.25. Примеры конструктивных схем перекрытий жилых домов
а — с внутренней продольной стеной; б — с внутренним поперечным каркасом; в—с внутренним продольным каркасом;/ — балки: 2 — вкладыши между балками (накат); 3 — настилы или панели; 4 — колонны; 5 — прогоны
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
254
Таблица XIV.10
Характеристика основных типов междуэтажных перекрытий
№ п/п Характеристика перекрытий № рисунка Строительная высота перекрытия в мм Вес перекрытия в кг!м- Приведенная толщина бетона в льи/л* Звукоизоляция от зоздушного шума в дб
несущая конструк- । ция Л| полная высота, включая пол, h2 тяжелого 1 легкого
I. Перекрытия в жилых комнатах
1 Перекрытие по балкам с накатом из плоских легкобетонных плит с деревянным полом . , XIV. 26, а ( 220 1 260 340 380 220 240 18 25 72 72 47 48
2 Перекрытие по балкам с вкладышами из пустотелых легкобетонных камней с полом из линолеума XIV. 26, б f 220 1 260 320 360 360 390 23 31 95 105 50 51
XIV. 26, в / 220 [ 260 290 330 310 340 23 31 95 105 48 49
3 Перекрытия по ребристым настилам и панелям с деревянным полом XIV. 27, а XIV. 27, б 220 260 340 320 300 300 76 80 — 48 48
4 Перекрытия по многопустотным настилам и панелям с полом из линолеума II. Перекрытия в санитарных узлах XIV. 28, а XIV. 28, б 220 220 320 ’ 290 350 300 95 95 — 49 48
5 Перекрытия по ребристым настилам и панелям с полом из керамических плиток . . . XIV. 29, а XIV. 29, б 220 260 320 320 400 400 120 120 - -
6 Перекрытия по многопустотным настилам и панелям с полом из керамических плиток . . XIV. 30, а 220 300 335 95 — —
Примечания. 1. Балки тавровые с полкой внизу, настилы и панели ребристого сечения высотой 220 мм применяются для пролетов до 4 л включительно; балки сечением высотой 260 мм применяются для пролетов 4,8 и 6 м; настилы и панели ребристого сечения высотой 260 мм применяются для пролетов более 4 м.
2. Многопустотная панель с овальными пустотами показана в качестве примера, иллюстрирующего применение панелей с нижней и верхней гладкими поверхностями.
3. Подготовка под полы из легкого бетона в показателях приведенной толщины бетона не учтена.
4. Звукоизолирующая способность перекрытия от воздушного шума определена по формуле: ^расч = 23 1g Р — 9 дб.
В конструкциях перекрытий по балкам с деревянным полом при определении звукоизоляции учтено влияние лаг на упругих прокладках.
5. В качестве упругих прокладок под полами для снижения уровня ударного шума могут применяться древесно-волокнистые мягкие плиты, асбестоцементные плиты, минераловатные плиты КЧ, минеральная пробка, плиты а„Кордин“, минеральный войлок на синтетической связке и т. п.
На полки балок укладывают накат из плоских легкобетонных плит (рис. XIV. 26,а) или вкладыши из пустотелых легкобетонных камней; высота камней равна высоте балок (рис. XIV.26, бив). Нижняя поверхность наката и вкладышей совпадает с нижней гранью балок, образуя гладкую поверхность потолка. Отделку потолка выполняют тонким наметом штукатурки либо облицовкой плитами сухой штукатурки.
Применение плоских плит наката рекомендуется при устройстве деревянного реечного пола либо щитового паркета по лагам.
В случае устройства пола из листовых материалов (линолеума, древесно-волокнистых плит и т. п.) или паркета рационально применять вкладыши из пустотелых камней, образующих не только гладкую поверхность потолка, но и основание под пол.
Для междуэтажных перекрытий плоские плиты наката делают из гипсобетона, армированного деревянными рейками, а для чердачных перекрытий — из шлакобетона, армированного сварными или вязаными сетками, или из ячеистого бетона.
Пустотелые камни-вкладыши можно изготовлять из шлакобетона на цементном или гипсовом вяжущем.
Расстояния между осями балок в перекрытиях принимаются в соответствии с положениями модульной системы равными 600, 800 и 1 000 мм.
Перекрытия над подвалами, а также под санитарными узлами в междуэтажных перекрытиях, по устано
вившейся практике, выполняются по настилам или панелям.
В действующих каталогах индустриальных строительных изделий для строительства жилых и гражданских зданий (серия ИИ-03) балки таврового сечения с полкой, расположенной внизу, предусматриваются для пролетов от 2,4 до 6,4 м [12], причем для пролетов до 4 м балки имеют сечение высотой 220 мм, для пролетов — 4,8 и 6 м высотой 260 мм и для пролета 6,4 м высотой 300 мм.
В балках длиной 3,18 м и более применение арматуры из эффективных видов стали без предварительного напряжения не обеспечивает достаточной жесткости конструкции; ввиду этого в указанных балках при армировании их сварными каркасами рабочая арматура принята из стали марок Ст. 3 и Ст. 0. Для пролетов 6 и 6,4 м в каталоге ИИ-03 наряду с балками, армированными сварными каркасами, предусмотрены и предварительно напряженные конструкции балок.
Показатели балок разных конструкций приведены в табл. XIV.11.
б) Перекрытия в виде настилов и панелей
Важнейшим преимуществом настилов и панелей, как элементов перекрытий, получивших широкое распространение в строительстве, является наличие у них
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
255
Показатели железобетонных тавровых балок с полкой, расположенной в растянутой зоне
Таблица XIV.11
Марка балки Схема поперечного сечения балки Длина балки в мм Марка бетона Сбъем бетона в м31пог. м Нормативная нагрузка в кг/пог. м Расход стали в кг на 1 пог. м в Вес балки | в кг/пог. м
Характеристика и марка^стали при армировании
сварными каркасами с предварительным напряжением
БТ24 2 380 200 0,022 450 Горячекатаная гладкая марки Ст. 3 1,35 55
БТ26 **74 2 580 200 0,022 550 Горячекатаная периодического профиля 1,35 55
марки 25Г2С
БТ28 2 780 200 0,022 470 То же 1,35 — 55
БТ32 i 7 3 180 200 0,022 470 Горячекатаная гладкая марки Ст. 3 2,5 — 55
БТ36 Н-Н 3580 200 0,022 470 То же 2,74 — 55
БТ40 —J 160 3 980 300 0,022 375 Торке 3,85 — 55
БТ48 "“I 4 780 200 0,024 450 То же 3,86 — 60
БТ60 to 5 980 300 0,024 370 То же 7,3 — 60
5 980 300 0,024 450 Упрочненная сталь марки^25Г2С — 4,35 60
r i\ i 5 980 300 0,024 450 Высокопрочная стальная проволока диа- — 2,85 60
I I метром 5 мм
—-4 160 !*
r ; § 6 380 300 0,027 375 Горячекатаная гладкая марки Ст. 3 5,8 — 65
БТ64 . I 7 6 380 300 0,027 450 Горячекатаная периодического профиля — 4,3 65
' Г 11 марки 25Г2С упрочненная
—4 ЛЙ7 L
Рис. XIV.26. Перекрытие по балкам
а — с накатом из плоских легкобетонных плит с деревянным полом; б — с вкладышами из пустотелых легкобетонных камней и с полом по засыпке из шлака или песка; в — тоже, с полом на упругой плите; 1 •- железобетонная балка; 2— накат; 3 — отделочный слой; 4 — упругая прокладка; 5—деревянные лаги; 6 — деревянный пол; 7 —раствор; 8 — легкобетонные пустотелые камни-вкладыши; 9 —засыпка (шлак или песок) слоем толщиной 60 мм\ /0 —толь; 11 — слой шлакобетона толщиной 40 лмс; 12— пол из линолеума, листового материала или паркета
I
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
256
нижней гладкой поверхности, образующей гладкий потолок над перекрываемым помещением.
В зависимости от ширины применяемых настилов и панелей на потолках в пределах отдельных помещений могут быть швы между отдельными элементами конструкций; при применении панелей размерами на комнату швы на потолках в пределах комнаты полностью исключаются. Во всех случаях при высококачественном изготовлении и монтаже конструкций нижняя поверхность настилов и панелей получается достаточно ровной, что исключает необходимость последующей сплошной штукатурки потолков.
Швы между настилами и панелями со стороны потолка рекомендуется оставлять открытыми, аккуратно расшивая их раствором; при отделке потолков в этом случае можно ограничиваться шпаклевкой и окраской.
Настилы и панели могут иметь сечения различной формы — ребристые с плитой понизу и ребрами, выступающими кверху, или с плитой поверху и ребрами, выступающими книзу, многопустотные с пустотами разной формы и оплошного сечения.
При применении деревянных полов по лагам и плоском потолке наиболее экономичной несущей конструкцией перекрытия являются настилы и панели ребристого сечения с плитой понизу (рис. XIV.27). В случае устройства полов из листовых материалов (линолеума, древесно-волокнистых листов и т. п.) или паркетных полов более целесообразно применение настилов и панелей многопустотных или сплошного сечения (рис. XIV. 28), имеющих, кроме нижней гладкой поверхности, такую же верхнюю поверхность, образующую основание под пол.
Конструкция перекрытия с полами из керамических плиток по ребристым настилам и панелям устраивается в соответствии с рис. XIV.29, а по настилам и панелям многопустотным или одно- и двухслойным сплошного сечения — в соответствии с рис. XIV.30.
Из всех видов многопустотных конструкций настилов и панелей наиболее экономичными по расходу бетона являются настилы с овальными пустотами больших размеров (525—425 мм) по чертежам Ленпроекта [10], [12] или дополнений к каталогу ИИ-01 [11]. Применение этих конструкций позволяет выполнять их размерами на комнату, площадью до 20—22 м2, весом до 5 т.
Однако при современной технологии производства массовое изготовление таких панелей встречается с рядом трудностей, осложняющих получение верхней горизонтальной плоскости панелей без повреждений.
Ввиду этого в настоящее время осваивается главным образом производство овальнопустотных настилов и панелей с пустотами меньшего размера 335—340 мм, со сводчатой верхней плитой, менее экономичных в отношении расхода бетона, но более простых в производстве [12], [13].
Панели с круглыми пустотами при высоте сечения 220 мм менее экономичны по расходу бетона и потому они по мере освоения производства овальнопустотных панелей должны быть сняты с производства.
Предварительно напряженные трехслойны^ многопустотные настилы, изготовляемые на бетонирующих комбайнах [41] (см. рис. XIV.42), требуют значительного расхода бетона, но благодаря автоматизации технологического процесса и экономичному предварительно напряженному армированию применение их является целесообразным. Для нижнего слоя настилов применяют бетон марки 300, для верхнего слоя — бетон марки 200 при длине настилов до 4 м и марки 300 при длине настилов более 4 м; для среднего слоя применяют бетон марки 150, причем в настилах длиной до 5 м можно применять легкий бетон.
Рис. XIV.27. Перекрытие по ребристым настилам или панелям, с деревянным полом
а —для пролетов до 4 м; б—для пролетов более 4 м; 1 — железобетонный настил или панель; 2 — звукоизоляционная засыпка; 3—упругая прокладка; 4— деревянные лаги; 5 — деревянный пол
Рис. XIV.28. Перекрытие по многопустотным настилам или панелям
а — с’полом по засыпке из шлака или песка; б—с полом на упругой плите; 1 — железобетонный многопустотный настил или панель; 2— засыпка—шлак или песок толщиной слоя 60 мм; 3 — толь; 4 —шлакобетон толщиной слоя 40 мм; 5 — пол из линолеума, листового материала или паркета; 6 — урругая прокладкат
Рис. XIV. 29. Перекрытие по ребристым настилам или панелям с полами из керамических плиток а — для пролетов до 4 м; б — для пролетов более 4 м; 1 — железобетонный настил или панель; 2 — железобетонные плоские плиты толщиной 40 мм; 3 — гидроизоляция из двух слоев руберойда на клебемассе; 4 — шлакобетон или асфальт толщиной слоя 30 мм; 5 — чистый пол — керамические плитки на растворе, ковровая^мозаика и др. толщиной 20— 30 мм; 6 — железобетонные ребристые плиты
2 3 4
7^
Рис. XIV.30. Перекрытия по многопустотным настилам или панелям с полом из керамических плиток
1 — железобетонный настил или панель; 2 — гидроизоляция из двух слоев руберойда на клебемассе; 3 — шлакобетон толщиной слоя 40—60 мм;
4 — чистый пол—керамическая плитка на растворе, ковровая мозаика и др. толщиной 20 — 30 мм
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
257
Панели сплошного сечения однослойные или двуслойные (см. рис. XIV. 43) с применением для изготовления легких бетонов рациональны в условиях, когда в качестве заполнителя для легкого бетона могут быть использованы местные дешевые материалы, например, шлаки доменного производства, керамзит, либо когда в этих конструкциях применяется ячеистый бетон.
Изготовление плит сплошного сечения упрощает технологию производства, однако вызывает большие затраты цемента и заполнителя. Поэтому существенное экономическое значение имеет использование возможностей изготовления сборных конструкций перекрытий с пустотами.
К настоящему времени разработаны типовые конструкции панелей сплошного сечения высотой 160 мм в виде однослойных шлакожелезобетонных настилов [1], армированных сварными сетками для пролетов до 3,6 м
и в виде предварительно напряженных двуслойных настилов [42] для пролетов 4 и 6 -и. Армирование без предварительного напряжения настилов для пролетов более 3,6 м при высоте сечения 160 мм по условиям обеспечения нормальной жесткости является нерациональным.
Проектирование шлакожелезобетонных сплошных панелей выполняется в соответствии с «Указаниями» (У 126-53/Минстрой) [43], а напряженно армированных по «Техническим условиям» (ТУ 273-56/МСПМХП [40].
В предварительно напряженных двуслойных панелях рабочая арматура из высокопрочной проволоки размещается в нижнем слое из тяжелого бетона марки 300—400, толщиной 30—40 мм. Остальная часть настила выполняется из легкого бетона марки 150.
Показатели различных настилов и панелей приведены в табл. XIV. 12.
Таблица XIV.12
Показатели железобетонных настилов и панелей перекрытий
Типы настилов и панелей Схема поперечного сечения настилов и панелей Высота сечения в мм Длина в мм Марка бетона i Приведенная толщина бетона в мм Расход стал норматив! 600—: характеристика и марка стали □ сварными ’g х s сетками и «Ч» м каркасами £ * Д к г с предва-рительным и я напряже- ts нием х Вес изделия в кг
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Ребристые || 220 3 580 200 76 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 4,5 — 190
...... . И L_J 1
То же ЁЙ * I 1 260 260 5 860 5 860 200 300 80 80 То же Горячекатаная периодического профиля марки 25Г2С упрочненная 9,1 6,4 200 200
Многопустотные с овальными пустотами ленинградского типа 1 -22(Н 220 220 5 860 5 860 200 300 77—84 77-84 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 Высокопрочная стальная проволока диаметром 5 мм 7,55 3,4 195—210 195-210
То же, московского типа 1 - > ' г 220 220 5 860 5 860 200 200 100 100 Горячекатаная периодического профиля марки 25Г2С То же, марки 30ХГ2С 1 7 4,95 250 250
То же, с пустотами размерами 335 мм по каталогу ИИ-03 < а X -Ж 220 220 5 860 5 860 200 300 92—100 92—100 Горячекатаная периодического профиля марки 25Г2С Высокопрочная стальная проволока диаметром 3 мм 4.5 2,8 -240
17 Зак. 2065
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
258
Продолжение табл. XIV. 12
я в мм еа X X 3 ч о Расход стали на 1 м‘* при нормативной нагрузке 600—700 кг/м2 *
Типы настилов панелей X X а> Длина в мм еа X при армировании х 1 к
и панелей схема поперечного сечения настилов и Высота сеч Марка бет< Приведена бетона в м характеристика и марка стали сварными сетками и каркасами с предварительным напряжением Вес издели
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Многопустотные трехслойные, бетонируемые на комбайне Нижний слой 300 Средний слой 150 Верхний слой 200-300 То же
ШОШЙШ 160 3 580 116 Высокопрочная стальная проволока диа- — 1,54 290
200 5 860 140 метром 3 мм То же 2,23 350
Многопустотные с круглыми пустотами • *- . — i 160 3 580 200 90 Г оряче- 4,3 225
Ж 881$ KS8 £ катаная периодического профиля марки Ст. 5
т
220 220 220 5 860 5 860 5 860 200 200 300 120 120 120 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 То же, марки 25Г2С Высокопрочная стальная проволо- 8 5,15 3,65 300 300 300
Многопустотные с круглыми пусто-
ка диаметром 5 мм
тами ЧД| 220 5 860 200 Струнобетонные элементы (бруски, армированные высокопрочной стальной проволокой диаметром 5 мм) 3,1 300
Шлакожелезобетонные сплошного сечения 9 - - 1
* 160 3180 100 160 Горячека таная гладкая марки Ст.З 4,85 1 290
Двуслойные 1 160 3 980 Нижний слой 300 Верхний слой 150 То же 160 Высокопрочная стальная проволока диаметром 5 мм То же — 3,5 315
сплошного сечения То же 160 5 860 160 — 5,1 315
Габариты настилов и панелей в плане принимаются в соответствии с требованиями единой модульной системы в строительстве и условиями применения их в зданиях, имеющих модулированные размеры в плане.
Номинальные размеры этих элементов по ширине принимаются кратными 200 мм. Действительные же размеры по ширине, учитывая производственные и монтажные допуски, меньше номинальных на 10 мм, например 990, 1 190 мм.
Действительная длина настилов и панелей для пролетов до 4 м меньше модулированных расстояний между осями на 20 мм, например, 3 580, 3 980 мм, а при пролетах более 4 м — на 140 мм, например, 4 660, 5 860, 6 260 мм; вычетом 440 мм учитывается возможность пропуска дымовых и вентиляционных каналов между настилами и панелями смежных пролетов при опирании на внутренние стены. При пролетах до 4 м настилы и панели опирают, как правило, на прогоны.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
259
Таблица XIV.13
Номенклатура панелей и настилов для перекрытий по каталогу индустриальных строительных изделий для жилищного и гражданского строительства серии ИИ-03-02
Типы конструкций панелей и настилов Высота сечения в мм Ширина изделия в мм Длина в мм
6 260 5 860 4 660 3 980 3 380 3 180 2 980 2 780 2 580 2 380 1 780
Панели с овальными пустотами размером 335 мм 220 1 790 1 590 1 190 990 790 • • — • • — — — — — — — —
Панели с овальными пустотами размерами 525 и 425 мм (ленинградского типа) 220 2 390 1 590 1 190 990 • • — — — — — — — — — —
Панели с круглыми пустотами 220 1 790 1 590 1 190 990 790 • — — • • — — — — — — — —
160 1 590 1 190 — — — — — • • — • —
Настил железобетонный предварительно напряженный, изготовляемый на бетонирующих комбайнах 200 990 493 — • • • • — — — — — —
160 990 493 — — • • • • • • • • • • • • • •
Панели ребристые 290 990 790 • — — — — — — — —
260 2 390 1 590 1 190 990 790 — • • • • • • — — — — — — — —
220 1 590 1 190 395 — — — • — — — — — —
160 1 590 1 190 790 — — — — — • • • •
17*
260
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Продолжение табл. XIV.13
Типы конструкций панелей и настилов Высота сечения в мм Ширина изделия в мм Длина в мм
6 260 5 860 4 660 3 980 3 380 3 180 2 980 2 780 2 580 2 380 1 780
Панели двуслойные предварительно напряженные 160 1 590 1 190 990 790 •
•
•
•
Настилы плоские из легкого бетона 140 1 590 1 190 790 • • •
• • • •
•
Настилы плоские из тяжелого бетона 120 1 590 1 190 790 • • • •
• • • •
•
Номенклатура панелей и настилов» принятая в каталоге индустриальных строительных изделий для жилищного и гражданского строительства (серия ИИ-03-02), приведена в табл. XIV. 13.
Наряду с перечисленными видами сборных конструкций перекрытий возможно применение других рациональных конструктивных решений, обеспечивающих дальнейшее уменьшение веса несущих конструкций, расхода основных материалов и снижение стоимости конструкций.
К числу возможных решений относятся перекрытия из часторебристых панелей с плитой поверху и ребрами, выступающими книзу. При этом потолок можно решать с подшивкой снизу либо с открытыми ребрами. Экспериментальное проектирование показывает, что такие конструкции при применении более высоких марок бетона и предварительно напряженном армировании дают экономию основных материалов, снижение веса и строительной высоты перекрытия; приведенная толщина несущей конструкции перекрытия составляет около 60 мм при пролете 6 м. При таком решении панели можно выполнять размерами на комнату, площадью порядка 20 м2, весом до 3 т. Среди панелей этого типа заслуживают внимания тонкостенные ступенчато-вспару-шенные панели с предварительно напряженными ребрами-обвязками * по контуру и с двумя-тремя промежуточными поперечными ребрами или без них [44].
Однако снижение общего веса перекрытия против уровня, обусловленного требованиями обеспечения звукоизоляции (300 кг/м2 для жилых домов), возможно лишь при таком устройстве пола или подвесного потолка, которое может обеспечить создание акустически неоднородной конструкции. Акустические свойства таких конструкций, согласно СНиП, должны устанавливаться экспериментальным путем.
При необходимости достижения повышенной звукоизолирующей способности перекрытий рационально применять раздельные перекрытия. Такие конструкции могут быть решены экономично по расходу материалов и позволяют в пределах заданного монтажного веса элементов получать крупногабаритные изделия вплоть до панелей размерами на комнату. Недостатком такого решения является увеличение числа типоразмеров изделий и усложнение монтажа перекрытия. Пример та
кой конструкции, разработанной и исследованной б. Академией архитектуры СССР, приводится на рис. XIV. 31 [25].
Рис. XIV.31. Перекрытие раздельного типа
1 — ригель; 2 — панель потолка; 3 — панель пола; 4 — паркет по асфальту; 5 — звукоизолирующая прокладка; 6 — перегородка; 7 — цементный раствор
В ряде мест разработаны железокерамические настилы (Украинская ССР, Эстонская ССР и др.). Такие конструкции по степени индустриальности изготовления уступают другим, описанным выше железобетонным конструкциям. Однако при наличии развитого производства керамических изделий эти конструкции можно рекомендовать к применению.
Примерами таких конструкций для пролетов до 6, 5 м могут служить настилы с применением керамических камней (рис. XIV. 32,а) по Инструкции И 178-53/ Минстрой [7] и Нормали НР/157-53/Минстрой [27], а также с применением пустотелых керамических блоков типа ЛТ [10] (рис. XIV.32,6).
Расход бетона и вес 1 м2 несущей конструкции же-лезокера’мических перекрытий приведены в табл. XIV. 14.
В практике проектирования и строительства крупнопанельных зданий разработаны и применены различ-
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
261
Рис. XIV.32. Армокерамические настилы
а — по И 178-53/Минстрой; б — из камней типа ЛТ (Ленинград— Таллин); 1 — керамические камни по HP 157-53, Минстрой; 2 — сварные арматурные каркасы; 3 — железобетонные ребра; 4 — дополнительная бетонная плита на настилах h — 190 мм, употребляемая в случае необходимости увеличения прочности или жесткости настила; 5 — керамические камни типа ЛТ (Ленинград — Таллин); 6 — арматурные каркасы вязаные или сварные; 7 — слой цементного раствора
ные конструкции крупных панелей перекрытий размерами на комнату (рис. XIV. 33); характеристики некоторых решений приведены в табл. XIV. 15.
Таблица XIV.14
Показатели железокерамических перекрытий
Тип конструкции Высота сечения в мм Показатели на 1 м перекрытия
приведенная толщина бетона в мм вес несущей конструкции в кг
По инструкции И 178-53 . . . 140 39 170
То ж е 190 49 2J0
240* 99 335
Из камней типа ЛТ 240 59 240
♦ С бетонной плитой поверху толщиной 50 мм,
в) Расчет несущих железобетонных конструкций перекрытий
Конструкции железобетонных настилов и панелей рассчитываются на два вида нагрузок.
Один вид нагрузок относится к междуэтажным перекрытиям в жилых и подобных им по нагрузкам помещениях в общественных зданиях различного назначения например, школьных классах, больничных палатах и т. п.
Показатели железобетонных панелей перекрытий размерами на комнату Таблица xiv.15
№ п п Тин панели Место применения панелей № рисунка Габариты в мм Площадь в Приведенная толщина бетона в мм Характеристика и марка стали Расход стали в кг,м2 Вес панели в кг
длина ширина высота сечения |
вес сварных каркасов и сетки вес предварительно напряженной арматуры
1 Многопустотная панель с овальными пустотами; опирание по двум сторонам Типовые проекты крупнопанельных домов серии 1-420 ГПИ Горстройпроект XIV.33, а 5 860 3 590 220 21 93 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 Высокопрочная стальная проволока периодического профиля диаметром 5 мм 7,4 3,3 4 910
2 Ребристая панель с ребрами, расположенными кверху, опирание по двум сторонам Крупнопанельные дома в Ленинграде по проекту ГПИ Лен-проект XIV. 33, б 6 260 3 180 260 19,8 60 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 Высокопрочная стальная проволока периодического профиля диаметром 5 мм 9 3,63 2 980
3 Многопустотная панель с круглыми пустотами; опирание по двум сторонам Крупнопанельный дом по проекту б. Академии архитектуры СССР в Москве XIV.33, в 3 580 6 420 140 23 83 Холоднотянутая проволока низкоуглеродистая 4,1 — 4 970
4 Ребристая панель (кессонная), с плитой понизу; опирание по углам Типовые проекты i крупнопанельных домов серии 1-42ОК Ленинградского отделения ГПИ Горстройпроект XIV.33, г 5 670 3 580 280 20,2 1 80 Горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5. 6,6 — 4 000
5 Плоская панель сплошного сечения изготовляется в кассетах Типовые проекты ; крупнопанельных домов серии 1-464 ГПИ Гипростройинду стрия — 5 700 3 180 100 18,( ) 100 Горячекатаная периодического профиля марки 25Г2С 4,0 — 4 500
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
262
Рис. XIV.33. Железобетонные панели перекрытий размерами на комнату
а — многопустотная с овальными пустотами; б —ребристая; в — многопустотная с круглыми пустотами; г — ребристая (кессонная)
Другой вид нагрузки относится к междуэтажным перекрытиям в санитарных узлах жилых и общественных зданий (где нагрузка значительно увеличивается за счет веса часто расположенных перегородок), к подвальным перекрытиям, имеющим увеличенную нагрузку за счет веса теплоизоляции, а также к перекрытиям в общественных зданиях, рассчитываемых на повышенную временную нагрузку, например, в рекреационных залах школ, в аудиториях вузов, в торговых залах магазинов и т. п.
В соответствии с этим нормативные нагрузки с учетом собственного веса несущих конструкций принимают согласно данным, приведенным в табл. XIV. 16.
Таблица XIV.16
Нормативные нагрузки на настилы и панели междуэтажных перекрытий
Тип настилов и панелей междуэтажных перекрытий Размер пролетов в м Собственный вес несущей конструкции в кг/м2 Величина нормативной нагрузки в кг/л2, включая собственный вес несущей конструкции
Многопустотные с овальными пустотами .... Ребристые Многопустотные с круглыми пустотами .... Многопустотные с круглыми пустотами и ребристые Трехслойные многопустотные, бетонируемые на комбайне, и сплошного сечения Более 4 То же До 4 Для всех пролетов До 250 До 250 300 До 250 300—350 600 и 900 600 и 1 000 700 и 1 000 600 и 1 000 700 и 1 000
Типовые конструкции балок, применяемые в жилых домах и общественных зданиях, рассчитаны, как правило, на нагрузку порядка 400—450 кг/пог. м, включая собственный вес балок.
При применении балочных перекрытий воспринимаемую балками величину нагрузки на 1 м2 площади в случае необходимости можно в значительных пределах регулировать изменением шага балок..
Несущие конструкции перекрытий с обычной арматурой рассчитываются на прочность по «Нормам и техническим условиям проектирования бетонных и железобетонных конструкций» (НиТУ 123-55) в соответствии с указаниями главы V настоящего справочника. Расчет деформаций производится по тем же нормам на нормативные нагрузки с учетом работы растянутого бетона между трещинами и упруго-пластических свойств бетона в сжатой зоне, причем вес жестких перегородок без проемов (железобетонных, каменных и т. п.) может не учитываться, а нагрузки от прочих перегородок учитываются в размере 40% от их фактического веса.
Предельный прогиб для настилов, панелей и балок, образующих плоский потолок, для пролетов до 7 м при длительном действии нагрузок не должен превышать lf2oo пролета.
В настилах и панелях, рассчитываемых на нагрузку 900 и 1 000 кг/м2, применяемых в санитарных узлах или других помещениях, разделенных постоянными перегородками, допускается прогиб до 7150 пролета.
При расчете многопустотных и сплошных настилов коэффициент 0 снижения жесткости В при длительном действии нагрузки принимается равным 2, а при расчете ребристых панелей с плитой, расположенной в растянутой зоне, — 2,5.
При расчете прогибов пустотных настилов к величине жесткости В вводится коэффициент 1,2.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
263
Для настилов и панелей, опирающихся на стены, при расчете прогибов разрешается учитывать опорный момент в размере 15% от момента свободно лежащей балки.
В типовых конструкциях настилов и панелей опорный момент учитывают только на одной внутренней опоре, так как в жилых и гражданских зданиях из-за наличия в наружных стенах ниш для приборов отопления, а также балконных проемов осуществление защемления не всюду возможно.
Ограниченная высота сечения типовых настилов, панелей и балок во многих случаях лимитирует возможность применения эффективных видов арматуры по условиям расчета прогибов. Так, например, в ряде балок, а также ребристых и овально-пустотных настилов и панелей для пролетов 6 м и более применение арматуры из низколегированной стали марки 25Г2С без предварительного напряжения не представляется возможным.
Расчет и конструирование предварительно напряженных конструкций производится в соответствии с СН 10-57 [8] (см. гл. VI настоящего справочника). Испытания железобетонных конструкций производятся согласно ГОСТ 8829-58 [5].
по /-/
Рис. XIV.34. Армирование сборных железобетонных балок таврового сечения с полкой, расположенной в растянутой зоне
1 —вертикальный сварной каркас; 2 — горизонтальный каркас; 3 — монтажная петля
г) Армирование несущих железобетонных конструкций перекрытий
Конструкции, которые не подвергаются предварительному напряжению, армируются сварными каркасами и сетками. Конструирование выполняется согласно СН 15-57 [9] (см. гл. V настоящего справочника).
Балки армируются двумя каркасами — одним, расположенным в вертикальной плоскости в ребре, и одним горизонтальным, расположенным в нижней полке (рис. XIV.34). Все продольные стержни обоих каркасов, расположенные в растянутой зоне, участвуют в работе конструкции. Поэтому, в этой конструкции арматура используется весьма рационально.
В настилах и панелях ребристого сечения с плитой, расположенной в растянутой зоне, основная рабочая арматура, как правило, размещается в ребрах в виде сварных каркасов. Наряду с арматурой, объединенной в каркасы, возможно также использование в качестве рабочей арматуры продольных стержней сеток, расположенных в плите. Поперечную арматуру сеток в нижней плите рассчитывают на местные нагрузки с учетом защемления в ребрах (рис. XIV.35).
В случае, когда по расчету на поперечную силу в ребрах поперечная арматура не требуется и панели воспринимают только равномерно распределенную нагрузку, панели можно армировать сварными сетками, располагаемыми в нижней плите.
В панелях с круглыми пустотами рабочую арматуру включают в нижнюю сварную сетку. Верхнюю сетку укладывают по расчету на усилия, возникающие при монтаже. У опор в ребрах устанавливают каркасы по расчету на поперечную силу (рис. XIV.36).
В панелях с овальными пустотами ленинградского типа (разрабатываются ГПИ Ленпроект) рабочая арматура в виде сварных каркасов расположена только в ребрах (рис. XIV.37). Арматурную сетку в верхней плите панелей назначают по расчету на местную нагрузку в эксплуатационных условиях и на усилия, возникающие в процессе монтажа, а в нижней плите панелей — по конструктивным соображениям при ширине элементов до
Узел я Узел б
1590
Рис. XIV.35. Армирование панели (настила) ребристого сечения с плитой, расположенной в растянутой зоне
л*__ поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — вертикальный сварной каркас продольных ребер; 2 — сварная сетка; 3 — монтажная петля; 4 — вертикальный сварной каркас поперечных ребер (поперечные стержни сетки свариваются с продольными стержнями вертикальных каркасов)
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
264
1190
Рис. XIV.36. Армирование панели (настила) с круглыми пустотами
а — поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — нижняя сварная сетка; 2 — верхняя сварная сетка; 3 — вертикальные сварные каркасы у опор (свариваются или связываются с нижней и верхней сетками); 4 — монтажная петля; 5 — защитный слой бетона толщиной 15 мм
1,2 м и по расчету на воздействия в монтажных условиях при большей ширине элементов.
В панелях с овальными пустотами меньших размеров представляется возможным разместить основную рабочую арматуру в виде сварной сетки, располагаемой в нижней плите, как и в панелях с круглыми пустотами (см. рис. XIV. 36), при условии обеспечения нормальной толщины защитного слоя бетона для рабочей арматуры со стороны пустот. В ребрах устанавливают вертикальные каркасы по расчету на поперечную силу и по конструктивным соображениям. Арматуру в верхней плите этих панелей укладывают исходя из соображений, изло-
Рис. XIV.37. Армирование панели (настила) с овальными пустотами ленинградского типа 1 — сварной каркас; 2 — нижняя сварная сетка; 3 — верхняя сварная сетка; 4 — монтажная петля
женных выше, для пустотных панелей ленинградского типа.
В целях ускорения производственного цикла сварные сетки и каркасы до укладки их в формы собирают в пространственные блоки с соединением составных частей сваркой.
Рекомендуется для армирования настилов и панелей применять сварные сетки, изготовляемые метизной промышленностью.
Предварительному напряжению панели перекрытий можно подвергать различными способами в зависимости от типа конструкций панелей и применяемой арматуры (см. табл. XIV.17) [23],
Примеры армирования предварительно напряженных многопустотных настилов и панелей приведены на рис. XIV.38—XIV.41. Армирование настилов, бетонируемых на комбайне, и двуслойных настилов показано на рис. XIV.42 и XIV.43.
Таблица XIV.17
Рекомендуемые способы армирования и предварительного напряжения настилов и панелей перекрытий
Методы предварительного напряжения арматуры Вид арматуры Типы конструкций настилов и панелей перекрытий
ребристые с овальными пустотами с круглыми пустотами трехслойные пустотные, изготовляемые на комбайнах двуслойные сплошные
Непрерывное армирование на поворотных столах Высокопрочная стальная проволока (диаметром до 5 мм) + + +
Линейное армирование с передачей усилий от натяжения арматуры на формы Высокопрочная стальная проволока Горячекатаная сталь периодического профиля .марок Ст. 5, 25Г2С, 30ХГ2С + + + + + +
Линейное армирование на стендах Высокопрочная стальная проволока + +
Последующее напряжение арматуры Высокопрочная стальная проволока Г орячекатаная сталь периодического профиля марок 25Г2С, ЗОХГ2С + + + + + +
Струнобетонные элементы (бруски) Высокопрочная стальная вроволока + + + +
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
265
Рис. XIV.38. Непрерывное армирование предварительно напряженной панели (настила) с круглыми пустотами
а — поперечное сечение; б — схема навивки арматуры первого ряда в поперечном направлении; в — то же, в продольном направлении во втором — четвертом рядах; г —детали навивки арматуры на штыри; н — начало навивки; к — конец навивки; 1 —навивка арматуры в первом ряду; 2 — навивка арматуры во втором, третьем и четвертом рядах; 3 — верхняя сварная сетка; 4 — монтажная петля
д) Основные детали монтажных узлов
Длину и площадь опирания несущих конструкций перекрытий определяют, рассчитывая кладку стен и конструкций перекрытий на прочность с соблюдением требований анкеровки арматуры в железобетонных конструкциях на опоре.
В типовых решениях железобетонных конструкций, армированных сварными сетками и каркасами, принимают длину опирания настилов и панелей не менее 75 мм для пролетов до 4 м и 100—120 мм — для пролетов более 4 м.
Плоскость опоры должна быть выровнена на проектной отметке по всей длине опирания во избежание возникновения местных перенапряжений и нарушения плоской поверхности потолка.
Как показали исследования ЦНИПС [36], при применении для перекрытий железобетонных настилов и панелей с овальными пустотами пустоты в пределах опоры на стенах должны быть тщательно заделаны кирпичной кладкой, бетонными блоками или бетоном (рис. XIV.44).
► В настилах и панелях с круглыми пустотами заполнение пустот на опорах должно производиться при заделке их в столбы и сильно нагруженные простенки.
Места опираний балок и прогонов в стенах, простенках и столбах требуют обязательного расчета с учетом явления местного сжатия для производства работ в летних и зимних условиях; конструкция сопряжений в опорном узле должна обеспечивать распределение концентрированных нагрузок на требуемую по расчету площадь.
Швы между настилами (панелями) должны быть, тщательно заполнены раствором для обеспечения совместной работы панелей или настилов при неравномер--
<01-- 370 --370 -Н-----370 ----------------
------------ид0 ---------------------
5860
Рис. XIV.39. Армирование предварительно напряженной панели (настила) с круглыми пустотами арматурой периодического профиля
а — поперечное сечение; б — продольный разрез; /—предварительно напряженные стержни из упрочненной горячекатаной стали марки 25Г2С или Э0ХГ2С; 2 — сварные сетки у опор; 3 —верхняя сварная сетка; 4 — концы стержней рабочей арматуры для захвата домкратом; 5 — коротыши для анкеровки монтажных петель; 6 — монтажная петля; 7 — защитный слой бетона 20 млс
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
266
И90
Рис. XIV.40. Армирование панели (настила) с круглыми пустотами предварительно напряженными струнобетонными элементами (брусками)
а — поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — струнобетонный элемент (брусок); 2 — верхняя сварная сетка; 3 — сварные каркасы на опорах; 4 — монтажная петля
Рис. X1V.41. Армирование предварительно напряженной панели (настила) с овальными пустотами ленинградского типа высокопрочной стальной проволокой
а — поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — высокопрочная стальная проволока периодического профиля диаметром 5 мм\ 2 — нижняя сварная сетка; 3 — верхняя сварная сетка; 4 — монтажная петля
Рис. XIV.42. Армирование предварительно напряженного многопустотного трехслойного настила, бетонируемого на комбайне
а — поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — обычный бетон марки 300; 2 — легкий бетон марки 150; 3 — обычный бетон марки 200—-300; 4 — предварительно напряженная арматура из высокопрочной стальной проволоки
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
267
35125
Рис. XIV.43. Армирование предварительно напряженной двуслойной панели (настила)
поперечное сечение; б — продольный разрез; 1 — обычный бетон марки 300; 2 — легкий бетон марки 150; 3 — предварительно напряженная арматура из высокопрочной стальной проволоки; 4—нижняя сварная сетка; 5 — верхняя сварная сетка; 6 — монтажные петли
Рис. XIV.45. Заполнение швов между настилами или панелями
1—железобетонные настилы или панели; 2 — заполнение шва цементным раствором марки 100; 3 — расшивка шва раствором
ных конструкциях либо специальные закладные стальные детали.
Анкерные соединения должны быть защищены от коррозии защитным слоем из цементного раствора толщиной не менее 20 мм.
При строительстве в сейсмических условиях, над горными выработками и на просадочных грунтах должны быть выполнены требования специальных норм и технических условий по анкеровке сборных конструкций.
по 2-2
по 14
Рис. XIV.44. Опирание настилов и панелей с овальными пустотами на стены
а — опирание на кирпичную стену; б — опирание на стену из бетонных блоков; 1 — кирпичная стена; 2 — железобетонный настил или панель; 3 — цементный раствор; 4 — раствор со щебнем слоем толщиной 45 мм; 5 — заполнение пустот настилов в пределах опоры кирпичом на цементном растворе; 6 — стена из бетонных блоков;
7 — бетонный блок
ном приложении нагрузок и для обеспечения звуконепроницаемости (рис. XIV.45).
Анкеровку несущих конструкций перекрытий в стенах и связи между конструкциями смежных пролетов следует выполнять в соответствии с требованиями норм по утвержденным проектам. Для этого могут быть использованы монтажные петли в сборных железобетон-
5. Сборные железобетонные каркасы
Широкое внедрение железобетонных сборных каркасов в строительство ранее тормозилось из-за отсутствия специальных высокопроизводительных заводов, могущих изготовлять сборные конструкции с необходимой точностью, а также из-за того, что конструктивное решение
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
268
стыков каркаса не всегда отвечало требованиям индустриальное™.
Выполнение стыков сборных элементов каркаса с помощью сварки выпусков арматуры с последующим замоноличиванием их бетоном затрудняло производство работ, особенно в зимнее время, и вызывало подчас у строителей отрицательное отношение к сборным железобетонным каркасам.
За последние несколько лет построено много специализированных предприятий по производству сборного железобетона с более совершенной технологией; за счет применения стальных форм степень точности изготовления сборных элементов каркаса значительно повысилась; конструкции стыков улучшились, и в массовом жилищном строительстве появились решения стыков каркасов, осуществляемых с помощью электросварки стальных закладных деталей, замоноличенных в бетон в процессе заводского изготовления элементов каркаса.
Подобные решения позволяют монтировать конструкции в любое время года, причем сроки возведения зданий резко сокращаются, так как сборка каркаса, по времени опережающая все остальные строительно-монтажные операции, является тем процессом, которым определяют темп возведения здания; кроме того, появляется
возможность вести строительные работы по совмещенному графику, что также способствует ускорению темпа строительства. Схемы каркаса, применяемые в каркаснопанельных зданиях, описаны в настоящей главе (§1, раздел 2. Крупнопанельные здания).
Дальнейшее развитие и успешное применение сборных железобетонных каркасов в строительстве в значительной мере зависит от рационального решения стыков и сопряжений отдельных элементов.
Стыки следует проектировать из условия придания возможно большей жесткости конструкции в целом, удобства производства работ, в том числе и в зимних условиях, наименьшей трудоемкости при монтаже, минимального расхода стали. Наибольшей простоты изготовления железобетонных изделий в заводских условиях с возможно меньшим числом стальных закладных деталей (см. главу VII).
Применение жестких узлов или узлов с частичным защемлением с учетом перераспределения усилий в статически неопределимой системе позволяет создать каркас рамной конструкции, уменьшить армирование в ригелях и повысить жесткость как ригелей, так и всей системы в целом. Наряду с этим создание жестких узлов в каркасах до сих пор требовало дополнительных трудовых затрат на строительстве и применения специальных стальных закладных деталей, что вызывает дополнительный расход металла при возведении каркасных зданий.
При проектировании каркасов по неполной схеме, когда общая жесткость обеспечивается коробкой здания, состоящей из несущих наружных и внутренних поперечных стен, можно применять стыки с шарнирными узлами. Каркасы с шарнирными узлами менее жестки, ригели в них рассчитываются как свободно лежащие на двух опорах балки и требуют усиленного армирования в пролете; при этой схеме во время монтажа каркаса требуются дополнительные мероприятия, обеспечивающие жесткость и устойчивость элементов
6)
Рис. XIV.46. Стыки сборных железобетонных/ каркасов зданий, построенных в Москве
а — в жилом доме на Песчаной улице; б — в здании гостиницы „Украина* на Дорогомиловской набережной; в — в административном здании Гипромеза на проспекте Мира;
1 — колонна; 2— стальные закладные детали колонны; 3—ригель; 4 — стальные закладные детали ригеля; 5 — продольная балка; 6 — панель перекрытия; 7 — арматурный каркас колонны; 8 — стык колонны; 9 — омоноличивание стыка бетоном; 10 — стальные литые сферические опоры; 11 — отверстия для монтажных болтов; 12 — отверстия для пропуска коммуникаций; 13—стальные пластинки нижнего опорного столика верхней колонны; 14 — уголки верхнего опорного столика нижележащей колонны, к которым привариваются пластинки столика верхней колонны
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
269
Рис. XIV.47. Стыки сборного железобетонного каркаса 10-этажных жилых домов, принятые в качестве нормали для Москвы (общий вид и детали)
а — стык колонны; б — стык ригелей; е — примыкание вкладышей к колонне; г — заделка раствором стыка ригеля с колонной; / — колонна; 2 —сварка стальных оголовков колонны; 3 — ригель; 4 — вкладыш; 5 — уголок для опирания вкладыша; 6 — сварка; 7 — столик для опирания ригеля; 8 — арматурные стержни, выпущенные из колонны для приварки верхней части ригеля; 9—заделка цементным раствором
каркаса. Преимуществом шарнирных узлов перед узлами других типов является наличие более простых закладных деталей и меньшие трудовые затраты при сборке каркаса.
Из сказанного выше следует, что стыки элементов сборного железобетонного каркаса при полной схеме следует проектировать с жесткими и частично защемленными узлами, в этом случае отдельные шарнирные узлы могут быть применены только при специальном техникоэкономическом обосновании.
Продольная жесткость каркаса во всех случаях должна быть обеспечена за счет сварки закладных деталей в колоннах и панелях перекрытий или при продольном расположении ригелей за счет соединений в узлах.
Ниже приводятся примеры решений стыков сборных железобетонных каркасов в жилых и общественных зданиях.
В Москве в 1949 г. впервые в послевоенный период был осуществлен сборный железобетонный каркас при строительстве 4-этажных жилых каркасно-панельных домов на Хорошевском шоссе (см. рис. XIV.1). Здесь стык ригеля с колонной был вынесен на расстояние 750 мм от оси колонны, примерно в сечение с нулевым моментом и значительно меньшей, чем на опоре, поперечной силой. Благодаря такому расположению стыка его удалось осуществить с помощью несложных
закладных деталей и незначительного количества сварных швов, причем при этом был получен рамный каркас с жесткими узлами.
При двухпролетной раме с пролетами по 5,5 м и шагом 3,2 м на закладные детали каждого стыка требуется 9,39 кг стали и 0,6 пог. м сварных швов при монтаже на строительстве. Стык колонн между собой выполнен с помощью сварки стальных оголовников.
Стыки каркасов 9-этажных жилых домов (корпуса № 53 и 56), построенных на Песчаной улице в Москве, решены принципиально по такой же схеме (рис. XIV.46,а).
Здесь место стыка было вынесено на расстояние 1,1 м от оси колонны, и на выполнение его в двухпролетных рамах с пролетами 6,1 м и шагом 3,6 м расходовалось стали на закладные детали 56,05 кг\ кроме того, на соединение в стыке требовалось при монтаже на строительстве 1,28 пог, м сварных швов.
Принципиально отлично решены стыки 10-этажной части высотного здания гостиницы, выстроенного на Дорогомиловской набережной в Москве. Здесь каркас был выполнен в виде многопролетных рам, имеющих в продольном и поперечном направлениях жесткие узлы. Для получения минимального расхода стали на стыки, а также для придания сопряжению ригелей с колоннами достаточной жесткости была создана оригинальная кон
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
270
струкция узла, воспринимающая монтажную нагрузку арматурным каркасом колонн (рис. XIV.46,6).
Балки продольного направления опирались на консоли колонн и положение их фиксировалось заделанными в консоли монтажными болтами; ригели поперечного направления укладывались непосредственно на колонны и положение их также фиксировалось монтажными болтами. После выверки колонн, ригелей и балок стальные пластинки нижнего опорного столика верхних колонн приваривали к уголкам верхнего опорного столика нижележащих колонн. К верхним пластинкам арматурных каркасов поперечных ригелей и продольных балок приваривались по два стержня, обеспечивающих неразрез-ность ригелей и балок. После укладки панелей перекрытий узлы бетонировали и, таким образом, создавалась монолитная надежная связь сборных железобетонных элементов каркаса. Несущая способность арматурных каркасов колонн была такова, что замоноличивание узлов могло производиться с отставанием на три этажа от монтажа каркаса и перекрытий.
В выстроенном в Москве на проспекте Мира многоэтажном административном здании Гипромеза были применены сферические стыки колонн со стальными ого-ловниками и без них (рис. XIV. 46,в). Для крепления ригелей колонны были снабжены железобетонными консолями. Стыки осуществлялись с помощью сварки стальных закладных деталей. В верхних этажах стальные сферические отливки для соединения колонн были заменены стыком бетонных сферических поверхностей; при этом стык располагался в толще панелей перекрытий и после монтажа замоноличивался бетоном.
В построенных крупнопанельных 10-этажных жилых домах в 7-м квартале Песчаных улиц применен стык каркаса (рис. XIV.47), утвержденный как нормаль для жилых и общественных зданий в Москве. На каждый такой стык требуется 15 кг стали и 0,7 пог. м сварных швов.
Наряду с целым рядом положительных качеств — простотой, сравнительно небольшим количеством сварки при монтаже каркаса на строительстве (так как поперечная сила воспринимается столиком из двутавра и сварка применена только для восприятия растягивающих и сжимающих усилий от момента защемления в узле) приведенный тип стыка имеет и существенные недостатки: сложность изготовления колонн с выступающими закладными столиками из двутавров и изготовления ригелей с подрезками на опорах; затруднение в применении предварительно напряженного армирования в ригелях, имеющих подрезки на опорах; большое количество типоразмеров колонн из-за различного положения опорных столиков и ригелей, из-за зависимости длины ригелей и формы их концов от опирания ригелей на колонны или стены.
Значительно проще стыки решаются при продольном каркасе, которым может быть заменена внутренняя несущая продольная стена.
6. Сборные железобетонные лестницы
Схема лестничной клетки со сборными маршами и площадками применительно к проектам жилых домов приведена на рис. XIV.48.
Поверхность маршей и площадок должна быть полностью отделана в заводских условиях.
На рис. XIV.49 приведены марши с накладными мозаичными проступями и площадки с готовым полом из ковровой мозаики. Учитывая то обстоятельство, что в процессе монтажа и строительства зданий лицевая поверхность ступеней может быть повреждена, часто вна
чале укладывают марши с неотделанной поверхностью проступей, с тем чтобы после окончания монтажа здания в период завершения отделочных работ облицевать ступени мозаичными проступями.
Более правильным следует признать монтаж маршей с уже законченной отделкой ступеней, причем должны быть предусмотрены необходимые меры по защите их в процессе монтажа и строительства. Однако даже при применении маршей с готовыми мозаичными проступями верхние и нижние фризовые проступи следует уста-
Рис. XIV.48. Схема лестничной клетки жилого дома
1 — лестничный марш; 2 — лестничная площадка: 3 — ограждение лестницы; Н — высота этажа
навливать после укладки марша на площадку для того, чтобы можно было выровнять уровень готового пола площадки и верха первой фризовой проступи (рис. XIV.50).
Наряду с маршами, облицованными мозаичными проступями, применяются также марши с готовой отделанной бетонной поверхностью ступеней. Для облегчения веса марша и уменьшения расхода бетона ступени в таких маршах изготовляют с пустотами или в виде тонкостенной складки.
Преимуществами маршей подобного типа является, во-первых, высокая степень заводской готовности, отсутствие мозаичной отделки ступеней, требующей больших трудовых затрат и значительно увеличивающей стоимость конструкций, во-вторых, максимальное сокращение веса конструкции, упрощение ее формы и распределение материала в строгом соответствии с работой конструкции под нагрузкой.
Если в маршах с полнотелыми ступенями и мозаичными проступями на 1 м2 горизонтальной проекции приведенная толщина бетона на маршах и площадки со
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
271
ставляет около 13 см, а расход стали около 9 кг, то при применении маршей с бетонными пустотелыми или складчатыми ступенями приведенная толщина бетона снижается до 10 см, а расход стали уменьшается до 6 кг.
по f-f
Рис. XIV.49. Общий вид лестничного марша со ступенями, облицованными мозаичными проступями, и площадки с готовым полом из ковровой мозаики а — лестничный марш; б — лестничная площадка
Площадки проектируются в виде обычной плиты с ребрами по контуру, при этом одно из продольных ребер имеет консольный прилив, на который и укладывают марши.
Марши и площадки армируются сварными каркасами и сетками; применение для этой цели высокопрочной проволоки с предварительным напряжением может значительно снизить расход стали.
Одним из важных вопросов при проектировании лестниц является крепление лестничных ограждений. Ограждения должны крепиться таким образом, чтобы не сокращалась полезная ширина марша.
Для наилучшего использования ширины марша применяются различные способы прикрепления лестничных ограждений; на рис. XIV.51 приведены наиболее часто встречающиеся на практике варианты крепления. Первый вариант — ограждение крепят, изгибая стойки и заделывая их в гнезда, заранее предусмотренные в ступенях при изготовлении марша; второй вариант—со-
Рис. XIV.50. Детали опирания лестничных маршей на площадки
1 — лестничный марш; 2 — лестничная площадка: 3 — рядовые мозаичные проступи; 4 — верхняя мозаичная проступь;
5 — нижняя мозаичная проступь
храняется та же полезная ширина марша, ограждение* крепится сбоку приваркой стоек к стальным закладным деталям, забетонированным в марше; третий вариант — ограждения крепятся приваркой согнутых стоек к стальным закладным деталям, предусмотренным в верхней части ступеней марша.
В случаях, когда в районе строительства нет предприятий, производящих крупноразмерные элементы лестниц или строительство не обеспечено подъемными механизмами необходимой мощности, применяются конструкции из мелких железобетонных элементов. В этом случае лестница образуется подкосоурными балками и косоурами прямоугольного сечения, по которым укладывают стандартные ступени; для устройства площадок используются, как правило, настилы перекрытий. Косоуры опираются на устраиваемые в балках специальные гнезда.
Ограждения лестниц крепятся аналогичными способами, как и при монтаже лестниц из крупноразмерных элементов.
На рис. XIV.52 и XIV.53 показаны схема и детали узлов лестничной клетки жилого дома с мелкоразмерными железобетонным^ элементами.
272
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Вариант #
По 2-2
Рис. XIV.51. Варианты крепления лестничного ограждения
а — при маршах с бетонными ступенями; б — при маршах’с ^накладными мозаичными проступями
Рис. XIV.52. Схема лестничной клетки с мелкоразмерными сборными элементами
J — подкосоурная балка; 2 — косоур; 3 — ступени; 4 — площадки
Рис. XIV.53. Детали узлов лестницы из мелкоразмерных элементов
а ~ опирание косоура на верхнюю площадку; б — опирание косоура на нижнюю площадку; 1 — подкосоурная балка; 2 — косоур; 3 — ступени; 4 — площадка
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ
273
7. Сборные железобетонные крыши
Сборные железобетонные крыши по сравнению с обычными деревянными, имеющими металлическую кровлю, имеют ряд преимуществ: они более индустри-альны и позволяют экономить лесоматериал и листовую сталь. Кроме того, правильно запроектированные и хо-
тя? 1-1
по 2-2
Рис. XIV.54. Сборные железобетонные крыши
а —из мелкоразмерных элементов (стропильных балок, подкосов, прогонов и плиток); бив — из крупноразмерных ребристых плит; г — то же, из плит волнистого поперечного сечения
рошо выполненные железобетонные крыши более долговечны.
Сборный железобетон в крышах применяется в двух вариантах: элементы обычной крыши заменяются железобетонными (рис. XIV.54,a) или применяются крупнопанельные плиты (рис. XIV.54,6—г).
Первое решение недостаточно индустоиально, так как монтаж большого количества мелких элементов требует больших затрат труда; крупноразмерные плиты, заменяющие собой стропила и кровлю, более индустри-альны, плиты в этом случае выполняют одновременно функции несущих и ограждающих элементов крыши.
По ширине здания укладывается обычно две крупнопанельные плиты (рис. XIV.54,6—г), в связи с чем длина их получается равной 6,2—6,4 м; ширина плит — около 1,2 м*. Плиты имеют либо ребристую конструкцию— два продольных и несколько поперечных ребер с плоской верхней полкой (рис. XIV.54, бив), либо волнистое (рис. Х1У.54,г) или складчатое поперечное сече
* В Ленинграде применены плиты шириной 1,7 м.
ние. Плиты опираются крайними концами на наружные продольные стены, а в середине на среднюю продольную стену или на прогон.
Имеются два варианта крупнопанельных железобетонных крыш: первый — без рулонного покрытия и второй с наклейкой на плиты руберойдного гидроизоляционного ковра или с укладкой слоя асфальта.
Более экономичным является первое (безрулонное) решение; однако широкое внедрение его связано с определенными трудностями: еще не освоены технология изготовления особо плотного водонепроницаемого бетона и укладка его в тонкостенные конструкции, а также приготовление достаточно устойчивых во времени гидроизоляционных и гидрофобных составов для покраски.
Опыт эксплуатации железобетонной крыши (рис. XIV.54,a), покрытой за 2 раза лаком № 177, выполненной в 1955 г. в Москве, показывает, что изоляционные свойства лака и долговечность железобетонных плит недостаточны. В настоящее время ведется работа по устранению отмеченных недостатков, и в будущем без-рулонные крыши должны получить большое распространение.
Безрулонньте железобетонные крыши должны иметь повышенный уклон (до V2)> кроме того, для улучшения стекания воды полезна битумизация или металлизация верхней поверхности плит.
Большое значение для долговечности безрулонных железобетонных крыш имеет борьба с трещинами, получающимися вследствие усадки бетона и деформаций при резком изменении температуры. Наблюдения показывают, что вследствие температурных перемещений при нагреве края трещин смыкаются и откалываются, бетон разрушается, и трещины развиваются. Для уменьшения количества трещин и ширины их раскрытия рекомендуется армировать плиты сварными сетками из проволоки мелких диаметров с частым расположением стержней (например, диаметром 3 мм, через 100 мм).
Для руберойдных или асфальтовых кровель уклон должен быть небольшим (1/10—1/20).
Более экономичными являются бесчердачные крыши. При уклоне 1/20 потолок может быть наклонным; на практике установлено, что это не вызывает неприятного зрительного ощущения.
В последнее время такие конструкции рекомендуются для применения в массовом строительстве. В проектных решениях бесчердачных крыш предусматривается применение различных конструкций, в том числе с несущими элементами из железобетонных панелей, обычно применяемых в перекрытиях, или из специальных часторебристых панелей с утеплителями различных видов, также из одно- двухслойных панелей из ячеистого бетона, которые выполняют функции несущей конструкции и утеплителя, и др.
Кровля проектируется из рулонного многослойного ковра, а также из асбестоцементных волнистых листов каскадного типа.
Бесчердачные крыши могут быть невентилируемыми и с воздушными вентилируемыми прослойками над утеплителем. Вентиляция обеспечивает в значительной степени сохранение нормального тепловлажностного режима в покрытии.
Большое значение для долговечности всех железобетонных крыш имеет правильное устройство водостоков. Наружный водосток может осуществляться как с применением желобов и водосточных труб, так и в ряде случаев без них. При соответствующем технико-экономическом обосновании может применяться система внутреннего водоотвода.
18 Зак. 206S
ГЛАВА XIV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
274
ЛИТЕРАТУРА
1. Альбом чертежей шлакожелезобетонных плит перекрытий для жилых я гражданских зданий, ГПИ Горстройпроект, Харьковское отделение.
2. Величкин А. П., Каркасно-панельное здание в Киеве. «Строительная промышленность» № б, 1954.
3. В р а д и й В. Н. и Мкртумян А. К., Строительство крупнопанельных домов в Магнитогорске, «Бюллетень строительной техники» № 17, 1952.
4. Гагарина А. А., Сравнительный анализ расхода материалов для бескаркасного и каркасно-панельного домов, «Бетон и железобетон» Ns 5, 1957.
5. ГОСТ 8829-58, «Детали железобетонные сборные. Методы испытаний и оценки прочности, жесткости и трещиностойкости».
6. Индустриальные строительные изделия для жилищного и гражданского строительства, часть I, Жилищное строительство, серия ИИ-03-05, рабочие чертежи крупных стеновых бетонных блоков. Центральный институт типовых проектов Госстроя СССР, 1958.
7. Инструкция по применению керамических и легкобетонных камней для устройства перекрытий (И-178-53/Минстрой), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
8. Инструкция по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (СН 10-57), Госстройиздат, 1958.
9. Инструкция по конструированию элементов железобетонных конструкций (СН 15-57), Госстройиздат, 1958.
10. К а п л у н о в 3. В., Сборные крупноразмерные конструкции жилых зданий, Госстройиздат, 1956.
11. Каталог индустриальных строительных изделий для жилищного строительства, железобетонные изделия. Дополнение и приложение к серии ИИ-01-02, раздел ИИ-01 Центральный институт типовых проектов Госстроя СССР, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
12. Каталог индустриальных строительных изделий для жилищного и гражданского строительства, части I, II и дополнение к части I, серия ИИ-03-02. Номенклатура железобетонных изделий. Разработан ГПИ Горстройпроект с участием Академии строительства и архитектуры СССР. Издание ЦИТП, 1958 г.
13. Каталог типовых индустриальных деталей для жилищного и культурно-бытового строительства в Москве. Железобетонные изделия, НК-33 САКБ Архитектурно-планировочного управления Москвы, 1956.
14. Кузнецов Г. Ф., Конструкции крупнопанельных жилых домов и перспективы их развития, «Бетон и железобетон» Ns 7, 1958.
15. Кузнецов Г. Ф., Сборный железобетон в строительстве жилых домов, «Бетон и железобетон» № 2, 1957.
16. Кузнецов Г. Ф., Морозов Н. В. и Антипов Т. П., Конструкции многоэтажных каркасно-панельных и панельных жилых домов. Госстройиздат, 1956.
17. Л а з а р е в и ч С. К-, Анализ технико-экономических показателей индустриальных типов жилых зданий и предложения по снижению их стоимости. Материалы ко 2-й сессии Академии строительства и архитектуры СССР, Госстройиздат, 1957.
18. Л а г у т е н к о В. П., Полноценно использовать железобетон в строительстве, «Бетон и железобетон» Ns 7, 1958.
19. М а к а р и ч е в В. В., Принципы расчета конструкций сборных жилых домов из ячеистых бетонов, «Бетон и железобетон» Ns 5, 1957.
20. М а к а р и ч е в В. В., Конструкции из ячеистых бетонов в жилищном и промышленном строительстве, «Бетон и железобетон» Nb 2, 1959.
21. Максимов С. Я., Сборные дома из крупных панелей, изд. «Московский рабочий», 1951.
22. Михайлов В. В., Сборные панельно-каркасные здания, «Городское хозяйство Москвы» № 8, 1951.
23. Монфред Ю. Б., Ми хан о век ий Д. С., Изготовление железобетонных панелей в вертикальных формах, «Бетон железобетон» Ns 2, 1958.
24. Мкртумян А. К-, Бескаркасные крупнопанельные дома, «Строительная газета» от 5/IX 1954 г.
25. М о р о з о в Н. В., Никольский В. Н., Д е м и н Г. В. и Якубов Б. А., Опытное сборное железобетонное перекрытие раздельного типа, «Бетон и железобетон» Ns 8, 1955.
26. Мягков К. Н., Светлов С. И., Почтарев Ф. К.. Туркин В. С., Макаричев В. В., Теслер П. А. и Кривицкий М. Я., Крупнопанельные жилые дома из ячеистых бетонов, «Строительная промышленность» № 2, 1954.
27. Нормаль «Камни керамические пустотелые для перекрытий» (НР-157-53/Минстрой), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
28. Нормы и технические условия проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
29. Нормы и технические условия проектирования естественных оснований зданий и промышленных сооружений (НиТУ 127-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
30. Нормы и технические условия проектирования каменных и армокаменных конструкций (НиТУ 120-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
31. Рабочие чертежи к каталогу железобетонных изделий НК-33, Изданы САКБ, АПУ, М., 1956.
32. Р а й и у с Э. С. и Каплунов 3. В., Крупнопанельный бескаркасный дом (Опыт строительства крупнопанельного дома в Ленинграде), Госстройиздат, 1957.
33 Рябчиков Н., Первый крупнопанельный, «Строительная газета» от 5/IX 1956 г.
34. Седов А. П., Бескаркасные крупнопанельные жилые дома из ячеистого бетона, «Архитектура СССР» Ns 3, 1956.
35. Семенов Б. Н. и А л ь т е р м а н И. Л., Об экономичности конструктивных схем домов средней этажности, «Архитектура СССР» Ns 9, 1957.
36. С е м е н ц о в С. А., Прочность узлов опирания панельных пустотелых перекрытий на кирпичные стены, «Бетон и железобетон» № 12, 1956.
37. Смирнов Б. Н., Опытный крупнопанельный бескаркасный дом в Магнитогорске, «Бюллетень строительной техники» Ns 7, 1952.
38. Строительство и архитектура за рубежом, сборник 3. Госстройиздат УССР, 1956.
39. Строительные нормы и правила, П-Б.1—П-Б.З, П-В.З, I1-B.4, Госстройиздат. 1954.
40. Технические условия на двухслойные панели перекрытий с предварительно напряженной арматурой (ТУ 273-56/МСПМХП). Госстройиздат, 1957.
41. Технические условия на настил железобетонный многопустотный предварительно напряженный, изготовляемый на бетонирующих комбайнах (ТУ 33-56), Госстройиздат, 1957.
42. Типовые рабочие чертежи двухслойных панелей перекрытий с предварительно напряженной арматурой (ТУ 63-56/МСПМХП), Госстройиздат, 1957.
43. Указания по изготовлению шлакожелезобетонных сплошных панелей перекрытий (У 126-53/Минстрой), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
44. Хайду ко в Г. К. и Д ардик Н. Б., Предварительно напряженные тонкостенные перекрытия и их изготовление на конвейере способом прерывистого проката в матрицах, «Бетон и железобетон» № 7, 1958.
45. X и н т И., Заводское производство силикальцитных изделий, «Строительные материалы, изделия и конструкции» Ns 3. 1955.
46. Центральный институт информации по строительству Госстроя СССР, вып. 78. Стеновые панели сборно-индустриальных жилых домов, составлен канд. арх. А. П. Седовым, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
47. Ю з б а ш е в Л. Г., Опыт работы по крупнопанельному домостроению, «Бюллетень строительной техники» № 9, 1952.
48. Юз б а ш е в Л. Г. и Погосов А. Г., Пятиэтажные рамнопанельные дома, «Строительная промышленность» Ns 1. 1956.
ГЛАВА XV
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
1. Типы и компоновка одноэтажных зданий
Применяемые в массовом промышленном строительстве типы одноэтажных производственных зданий различаются: 1) по способу отвода воды с покрытий; 2) по наличию фонарей верхнего света; 3) по объемно-планировочным решениям.
По способу отвода воды с покрытий различают здания с внутренним (внутренний водосток) и с наружным отводом воды.
Здания с внутренними водостоками могут иметь весьма значительные размеры в плане, вследствие чего они в наибольшей мере приспособлены к блокировке цехов, что дает возможность значительно уменьшить территорию предприятия, сократить межцеховые коммуникации и снизить расход строительных материалов. Характерными особенностями зданий этого типа, важными для рационального решения конструкций, являются одинаковая высота зданий на значительных участках и однотипная конфигурация основных несущих конструкций.
Здания с наружным отводом воды обычно невысоки; предельная ширина их обусловлена максимально допу
стимой действующими нормами длиной ската покрытия и редко превышает 60 м. В зданиях с наружным отводом воды высота от пола до низа конструкций покрытия обычно переменна, а конфигурация несущих конструкций не однотипна: в таких зданиях, помимо конструкций двускатных (или арочного типа), неизбежно также применение односкатных несущих конструкций. Иногда оправдано смешанное решение, при котором промежуточные пролеты здания выполняются с внутренним, а крайние — с наружным отводом воды.
В зависимости от наличия фонарей верхнего света различают здания бесфонарные, с фонарями, расположенными вдоль пролетов, и с поперечными фонарями.
Здания без фонарей могут быть узкими и широкими. Освещение в узких зданиях обычно естественное (через окна в стенах), в широких — комбинированное: естественное (через окна в стенах) и искусственное. Отказ от фонарей верхнего света значительно упрощает конструктивное решение зданий и, как показывают подсчеты, уменьшает их стоимость.
При использовании фонарей для естественного освещения в большинстве случаев предпочтительно приме пять продольные фонари, так как здания с продольным! фонарями по сравнению со зданиями с поперечными более универсальны.
°! по 2-г
в) по з-з
nou-t.
Рис. XV.1. Схемы объемно-планировочных решений одноэтажных зданий а —с параллельно расположенными пролетами без перепадов по высоте смежных пролетов; б —то же, с перепадами по высоте в смежных пролетах; а — с перпендикулярно расположенными пролетами с перепадами по высоте в примыкающих пролетах двух направлений 18*
276 =
ГЛАВХ^СУ^СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Поперечное расположение фонарей может быть рациональным во многих зданиях при сплошной застройке унифицированной высоты. Большое распространение получили поперечные фонари шедового типа в зданиях предприятий текстильной промышленности, в которых по условиям производства не желательно, чтобы солнечные лучи проникали в помещения; при шедовых фонарях это условие достигается ориентацией их остекления на север или северо-восток.
По объемно-планировочным решениям следует различать:
а) здания с параллельно расположенными пролетами, без перепадов по высоте смежных пролетов (рис. XV. 1, а);
б) здания с параллельно расположенными пролетами, с перепадами по высоте смежных пролетов (рис. XV. 1, б);
в) здания с взаимно-перпендикулярными пролетами; в таких зданиях имеется обычно перепад по высоте в примыкании пролетов двух направлений (рис. XV. 1,е)< Здания рекомендуется компоновать из прямоугольных блоков с параллельно расположенными пролетами одинаковой высоты. Размеры таких блоков обычно ограничены расстояниями между деформационными швами.
Перепадов по высоте параллельно расположенных пролетов следует по возможности избегать, так как это усложняет конструкции, а иногда увеличивает и расход материалов. В случаях, когда устройство перепадов неизбежно, рекомендуется по линии перепада в зданиях сплошной застройки устраивать деформационный шов на парных колоннах. Использование такого принципа компоновки зданий позволяет в большой степени унифицировать конструкции, всемерно упростить конфигурацию элементов и решение узлов в местах примыканий.
2. Сетка колонн и высотные габариты зданий
Установление размеров сетки колонн и высотных габаритов проектируемого здания является одной из зажнейших задач, от решения которой в значительной мере зависят его экономичность и эксплуатационные качества.
Наилучшим образом эта задача может быть решена три унификации объемно-планировочных и конструктивных решений группы производственных зданий, когда создается ограниченное число типовых унифицированных габаритных схем зданий для целой отрасли или ряда отраслей промышленности или при проектировании ком-тлекса зданий, возводимых на одной площадке.
Однако и при проектировании отдельных зданий вопросу установления размеров сетки колонн и высот должно быть уделено большое внимание.
В целях максимального сокращения числа типоразмеров конструктивных элементов для основных параметров одноэтажных производственных зданий установлены укрупненные модули. Так, продольный шаг колонн принимается кратным 6 м; пролеты зданий — кратными 3 м при размерах от 6 до 18 -и и кратными 6 м при размерах более 18 м\ высота от пола до низа несущих конструкций в зданиях без мостовых кранов принимается кратной 1 м, а от пола до головки подкранового рельса в зданиях с мостовыми кранами — кратной 2 м; кроме того, для увязки с модульными размерами элементов стен (крупных блоков, плит, оконных переплетов) размеры от пола до низа подкрановых балок и до низа несущих конструкций покрытия должны быть кратны 200 мм.
Размеры сетки колонн назначают на основе техникоэкономических расчетов; при этом следует учитывать: а) требования, предъявляемые размещаемым в здании
производством; б) важность обеспечения нужной степени универсальности здания; в) необходимость наилучшего использования производственных площадей; г) требования унификации конструкций, экономичного решения их и здания в целом. Эти условия во многих случаях соблюдаются при применении укрупненных сеток колонн; так, при отсутствии специальных требований, определяющих размеры сетки колонн, для много-лролетных зданий без мостовых кранов целесообразно применять сетки колонн размерами 6X18 и 12X18 м вместо получившего в свое время широкое распространение размера бХ 12 м. Переход на пространственные конструкции создает предпосылки для применения также квадратных сеток колонн 18X18, 24X24 м и более.
В зданиях, оборудованных мостовыми кранами, значительная доля расходуемых материалов падает на колонны и подкрановые балки. Увеличение пролета здания приводит к снижению расхода материалов на эти элементы, приходящегося на 1 м2 площади здания; при увеличении пролета до 18—24 м и общий расход материалов снижается; поэтому для зданий с мостовыми кранами рекомендуется назначать пролеты не менее 18 м\ увеличение шага колонн сверх 6 м в зданиях с кранами приводит к повышению расхода материалов и потому может быть оправдано лишь при наличии специальных технологических требований, а также в случаях, когда это дает экономию производственной площади.
Следует особо подчеркнуть, что во многих производствах увеличение размеров сетки колонн значительно улучшает показатели использования площади здания; при этом, несмотря на некоторое повышение расхода строительных материалов на 1 м2 площади здания, достигается общая экономия материалов и снижение строительной стоимости здания за счет уменьшения требуемой площади здания.
3. Конструктивные схемы зданий
В строительной практике известны плоскостные и пространственные системы конструкций одноэтажных производственных зданий.
Плоскостные системы состоят из плоских основных несущих конструкций и поддерживаемых ими ограждающих элементов здания, решаемых по балочной схеме; в таких системах элементы конструкций, соединяются между собой различными способами так, что они работают в той или иной мере совместно.
Пространственные системы имеют ту характерную особенность, что их элементы, как правило, совмещают в себе функции несущих и ограждающих конструкций. Эти системы резко отличаются от плоскостных по распределению усилий в конструкциях и по картине напряженного состояния в них от внешних воздействий.
Каждая система может выполняться по различным конструктивным схемам, отличающимся типами и компоновкой конструктивных элементов.
Плоскостные системы конструкций могут быть рамными и арочными.
При рамной системе основные конструкции выполняются в виде поперечных рам, образуемых колоннами и несущими конструкциями покрытия, причем собственно рамы могут быть с жесткими или шарнирными верхними узлами. В последнем случае колонны (стойки рам) жестко заделываются в фундаментах. Шарнирное соединение ригелей и колонн является типовым решением для одноэтажных зданий со сборными железобетонными конструкциями; при таком соединении может быть достигнута высокая степень универсальности колонн и несущих конструкций покрытий. Действи
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
277
тельно, колонна данной марки с шарнирным опиранием на нее конструкций покрытия может быть использована для различных пролетов здания, типов несущих конструкций покрытия (балка, ферма, арка с затяжкой), нагрузок от покрытия и т. д. при одном лишь условии, чтобы усилие, действующее на колонну от покрытия, не превышало несущей способности колонны. Та или иная несущая конструкция покрытия в случае шарнирного опирания может быть применена при различных типах, высотах и несущей способности колонн.
Рис. XV.2. Схема конструктивного решения здания с шагом колонн б м
'•l — плиты длиной 6 Ж; 2 — поперечные несущие конструкции
Шарнирное соединение колонн и ригелей конструктивно значительно проще жесткого, а потому облегчает изготовление и монтаж конструкций. По расходу материала рамные системы с жесткими и шарнирными верхними узлами в одноэтажных производственных зданиях массового строительства отличаются друг от друга незначительно.
Известен ряд конструктивных схем зданий рамной системы, отличающихся компоновкой основных несущих конструкций покрытия. Для зданий с наиболее распространенным шагом колонн — 6 м — основные несущие конструкции покрытий располагаются также через каждые 6 м и опираются непосредственно на колонны (рис. XV.2). При шаге колонн 12 м и более по колоннам в продольном направлении устанавливают подстропильные конструкции для опирания на них поперечных несущих конструкций, располагающихся между рамами (рис. XV. 3).
Введение подстропильных конструкций усложняет сопряжение элементов, особенно в случаях, когда при наличии подвесного* подъемно-транспортного оборудования, перемещающегося из пролета в пролет, требуется, чтобы нижние пояса продольных и поперечных ферм или балок располагались в одном уровне или с разницей в отметках не более 400—500 мм. Однако даже и в тех случаях, когда такие требования не предъявляются, например, в зданиях, оборудованных мостовыми кранами, подстропильные конструкции усложняют решение здания. Поэтому во всех случаях, когда это возможно, следует избегать применения схемы с подстропильными конструкциями.
При шаге колонн 12 м целесообразно располагать основные несущие конструкции покрытия по колоннам; в этом случае пролет между стропильными конструкциями перекрывают ребристыми предварительно напряженными плитами длиной 12 м. Такая схема дает более
экономичное решение покрытия по расходу материалов, а также по трудоемкости изготовления и монтажа кож-струкций, чем схема с подстропильными фермами и с расположением стропильных ферм через 6 м.
Для зданий с мелкой сеткой колонн (например, 6Х Хб при несущих наружных стенах целесообразно применять схему с продольным расположением основных несущих конструкций покрытий (рис. XV. 4); такую схему часто применяют для двухпролетных зданий, для пристроек к повышенным пролетам и др.
Арочная система конструкций одноэтажных производственных зданий характеризуется тем, что основная поперечная конструкция здания решается в виде арки, опертой непосредственно на фундаменты илв специальные опоры (например, козлового типа), работающие преимущественно на осевые нагрузки. При такой системе для перекрытия значительных пролетов требуется относительно небольшой расход материалов но по сравнению с рамной системой здесь затрудняется размещение транспортного оборудования, обслуживающего всю площадь здания.
Организация подвесного транспорта при конструкциях арочной системы практически возможна, но даже при малой грузоподъемности кранов это приводит к необходимости устройства сложной и металлоемкой системы подвесок и связей. Поэтому в производственных зданиях арочная система применяется исключительно редко; она может найти применение, например, для зданий складов сыпучих материалов.
Как в рамных, так и в арочных системах могут быть две конструктивные схемы покрытия: прогонная и бес-прогонная.
Рис. XV.3. Схема конструктивного решения здания с шагом колонн 12 м и с подстропильными конструкциями
1 — плиты длиной 6 м; 2 — поперечные несущие конструкции; 3 — подстропильные конструкции
По первой схеме пролет между основными несущими конструкциями перекрывают прогонами через каждые 1,5—3 м, по которым укладывают кровельные плиты.
По второй схеме кровельные крупноразмерные плиты укладывают непосредственно по основным несущим конструкциям.
Беспрогонная схема по сравнению с прогонной дает существенное снижение трудоемкости изготовления и монтажа конструкций; по расходу же материалов эти
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
278
схемы в случае применения железобетонных прогонов и плит железобетонных или из ячеистого бетона практически равноценны.
При проектировании сборных железобетонных конструкций одноэтажных производственных зданий необходимо обеспечить жесткость и устойчивость конструкций. Для этого во многих случаях устраивают специальные связи. Связи часто используются также для воспиря-гия ветровых нагрузок.
Рис. XV.4. Схема конструктивного решения здания с несущими наружными стенами с сеткой колонн бХб м
I — продольный ригель; 2 — плиты покрытия длиной 6 ж; 3 — несущие стены
В покрытиях можно устраивать:
а) связи по поверхности, проходящей через верхние пояса стропильных ферм или балок покрытия, или, как ах обычно называют, горизонтальные связи в плоскости верхних поясов ферм (балок);
б) вертикальные связи.
Горизонтальные поперечные связи в плоскости верх-вих поясов ферм (балок) покрытия предназначены для обеспечения устойчивости этих поясов, а также для восприятия ветровой нагрузки, действующей на торцовые стены здания. Эти связи образуются обычно двумя верхними поясами соседних ферм (балок) и решеткой, состоящей из прогонов кровли и специально предусматриваемых раскосов (рис. XV. 5).
В случаях, когда покрытие устраивают из крупноразмерных плит, образующих диск пролетом, равным пролету здания, достаточно жесткий в горизонтальной плоскости, он может выполнять функции горизонтальных связей (рис. XV.6); в этом случае крепление крупноразмерных плит должно осуществляться в соответствии с указаниями п. 1 § 5 настоящей главы.
Если покрытие из плит используют также для передачи ветровой нагрузки, действующей на торцовые стены вдания, сварные швы крепления плит к фермам должны быть проверены расчетом на усилия, возникающие при воздействии ветровой нагрузки.
При большой величине ветровой нагрузки, передаваемой на покрытие из плит, когда несущая способность сварных швов в местах соединения плит и ферм сказывается недостаточной (см. п. 1 § 5 настоящей главы), рекомендуется большую часть ветровой нагрузки, приходящейся на торцовые стены, передавать на специ
альные конструкции, устраиваемые в торцах зданий (рис. XV.7).
В практике принято устраивать на участке покрытия между поперечными температурными швами не менее двух полос горизонтальных связей, по одной в крайних секциях температурного блока. Устойчивость верхних
oj
Рис. XV.5. Горизонтальные решетчатые связи по верхним поясам ферм (или балок) покрытия с прогонами
а — план покрытия по верхним поясам ферм (или балок);
б—разрез по 1—1 /— температурный шов; 2 — прогоны; 3 — фонарь; 4 — торец фонаря; 5 — связи
Рис. XV.6. Горизонтальные решетчатые связи по верхним поясам ферм (или балок) покрытия с крупноразмерными плитами
а — план покрытия по верхним поясам ферм (или балок); б—разрез по 1—/; 1 — фонарь; 2 — крупноразмерные плиты; 3 — торец фонаря; 4 — связи
аоясов всех промежуточных ферм (балок) обеспечивается крупноразмерными плитами или прогонами покрытия, расположенными между поперечными связями соединенными с ними.
Рис. XV.7. Схема устройства специальной конструкции для восприятия ветровой нагрузки, действующей на торец здания
а — план покрытия; б — разрез по 1—7; 1 — крупноразмерные плиты; 2 — фонарь; 3—конструкция, воспринимающая ветровую нагрузку; 4 — подкрановая балка
В покрытиях с крупноразмерными плитами на участках под фонарями в связевых секциях следует обязательно устраивать решетчатые связи; эти связи вместе с межфонарными жесткими участками покрытия из плит образуют общую горизонтальную связевую конструк
§ 2. ФУНДАМЕНТЫ
279
цию (рис. XV.6). На остальных подфонарных участках покрытия следует предусматривать продольные элементы, обеспечивающие устойчивость верхних поясов ферм (балок) под фонарем.
Усилия от горизонтальных связей передаются в горизонтальном направлении по линиям, соединяющим концы этих связей, т. е. по верху опорного сечения основной несущей конструкции (ферм, балок).
Рис. XV.8. Схема решетчатых ветровых связей при высоте ферм (или балок) на опорах более 1 м
а—план покрытия по верхним поясам ферм (или балок); б —разрезы; 1—фонарь; 2 — горизонтальные связи; 3 — вертикальные связи
При большой высоте ферм или балок на опоре (более 1 м) для передачи усилий на колонны устраиваются вертикальные связи (рис. XV.8) в виде решетчатых элементов в связевых секциях и в виде продольных распорок по верху колонн в остальных секциях; при малой высоте основных несущих конструкций на опоре (до 1 м) вертикальные связи между ними на опорах не устраивают, а крепления ферм и балок к колоннам рассчитывают с учетом усилий, действующих в плоскости, перпендикулярной плоскости ферм или балок (от ветровой нагрузки и др.).
Между колоннами в продольном направлении рекомендуется устраивать решетчатые связи (рис. XV.9) для
Рис. XV.9. Схема вертикальных решетчатых связей между колоннами
1 _ температурный шов; 2 — решетчатые связи
восприятия ветровых нагрузок, действующих на торцовые стены, усилий, возникающих при продольном торможении кранов, и др. Такие связи между колоннами сле
дует размещать в середине температурного блока с тем, чтобы они не препятствовали температурным деформациям конструкций.
При малой высоте колонн (до 7—8 м) вертикальные связи между ними можно не устраивать, но тогда колонны должны быть рассчитаны с учетом усилий, действующих в продольном направлении здания.
Пространственные системы — оболочки — отличаются большим разнообразием конструктивных решений. Преимуществом таких систем является относительно меньший расход материалов в покрытии, что характерно также и для сборных оболочек. Однако относительный эффект сборных пространственных конструкций по сравнению с плоскостными существенно меньше, чем в монолитных конструкциях. Объясняется это значительно меньшим расходом материалов (главным образом бетона) в балочных сборных конструкциях по сравнению с балочными монолитными (см. § 10 настоящей главы).
§ 2. ФУНДАМЕНТЫ
В одноэтажных производственных зданиях с обычной конструктивной схемой основным видом фундаментов являются отдельные фундаменты под колонны. Ленточные фундаменты под ряды колонн устраивают весьма редко, только при наличии специальных условий (просадочные грунты, значительные ударные воздействия на грунт от оборудования, сейсмические воздействия и т. п.).
Фундаменты под сборные колонны устраивают железобетонные — монолитные и сборные. Обычным типом монолитного фундамента под сборные колонны является ступенчатый фундамент стаканного типа.
Рис. XV.10. Соотношение размеров колонны и стакана фундамента для колонн сплошного сечения
JCT>200 мм и ^>0,75 h3; hCT>d и Лст> >20da, где —диаметр продольной рабочей
арматуры колонны; ЬсТ может быть уменьшена до 15 da, если продольная "рабочая арматура имеет у торца анкеры в виде приваренных поперечных стержней или пластинок;
1 — заливка зазоров бетоном
Соединение колонны с фундаментом осуществляется защемлением ее в стакане. Для обеспечения прочного соединения колонны с фундаментом, а также для компенсации возможных отклонений в размерах колонн и фундаментов и отклонений при разбивке фундаментов устанавливаются определенные соотношения между размерами сечения колонны и размерами стакана (рис. XV.10 и XV.11).
Отклонения по длине колонны и в отметке дна стакана компенсируются специально предусмотренным зазором между низом колонны и верхом дна стакана, равным 50 мм. Перед установкой колонны точное положение низа ее (с учетом фактической длины) фик
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
280
сируют подливкой бетоном дна стакана. После установки и выверки колонны зазоры в стакане заполняют бетоном на мелком гравии; для замоноличивания применяют бетон, марка которого должна быть на одну ступень выше, чем марка бетона фундамента. Бетон фундамента рекомендуется принимать марки 150—200.
Фундаменты армируют горизонтальными сварными сетками, укладываемыми понизу. Ширину сеток рекомендуется принимать не более 3 м. При большой ширине сварных сеток следует переходить на полосовые
Рис. XV.11. Соотношение размеров колонны и стакана фундамента для двухветвевых колонн
Л >200 мм и d >0,75 Л_; hr_> —d и h >20d
СТ СГ I» 1 з 1 а
где d* — диаметр продольной рабочей арматуры колонны; Лст может быть уменьшена до 15 d& пр® условии заанкеривания продольной рабочей арматуры колонны; 1 — заливка зазоров бетоном
сетки, укладываемые в двух направлениях. Шаг рабочей арматуры 15—20 см\ рабочая арматура представляет собой обычно стержни периодического профиля из стали марки Ст. 5. Если высокая прочность этой стали не может быть использована, применяют гладкие стержни из стали марки Ст. 3. При наличии предварительно напряженных элементов (струнобетонных брусков и т. п.) может быть рекомендовано армирование фундаментов такими элементами; предварительно напряженные элементы укладывают с шагом 250—500 мм в двух направлениях.
Толщину защитного слоя бетона арматуры принимают в зависимости от характера и влажности грунта; при маловлажных плотных песчаных и гравелистых грунтах —3,5 см, при очень влажных грунтах —7 см; при грунтах, насыщенных водой, под фундаментом устраивают подготовку толщиной 10 см из бетона марки 50 или из слоя щебня с проливкой раствора, а толщину защитного слоя бетона в этом случае принимают 3.5 см.
Стаканы фундаментов при соблюдении указанных на рис. XV.10 и XV.11 соотношений не армируют.
При проектировании железобетонных фундаментов ступенчатого типа необходимо расчетом определить:
а) размеры подошвы фундамента в плане;
б) общую высоту фундамента, высоту ступеней и размеры их в плане;
в) количество арматуры в фундаменте.
Размеры подошвы фундамента в плане при обычной схеме одноэтажного здания (колонны, защемленные внизу и шарнирно соединенные фермами или балками поверху) можно определять по расчетным сопротивлениям грунта, принимаемым в соответствии с «Нормами и техническими условиями проектирования естественных оснований зданий и промышленных сооружений» (НиТУ 127-55). Давления на грунт под подошвой ступенчатого фундамента, запроектированного в соответ
ствии с изложенными ниже указаниями и при размерах подошвы до 20 ж2, можно определять в предположении, что фундамент является абсолютно жестким и закон распределения давления на грунт прямолинейным.
В общем случае прямоугольного в плане фундамента давление на грунт определяют по формуле
Мф ('. 6М
2 ( а ) ’
(XV.1)
где Мф—нормальная сила на уровне подошвы фундамента от нормативных нагрузок;
ео — эксцентрицитет приложения нормальной силы (относительно средней линии подошвы фундамента);
а — сторона подошвы фундамента в направлении действия момента;
b
т — отношение сторон — подошвы фундамента. а
„ АГ
Нормальная сила zv* и эксцентрицитет во =
Л'ф
принимаются по невыгоднейшим комбинациям нормаль-
ных сил и моментов, получаемых из статического расчета, причем в нормальную силу должны быть включены собственный вес фундамента и вес земли, находящейся на обрезах фундамента.
В общем случае эпюра давления на грунт, определяемая по формуле! (XV.1), является трапецией.
1
При
эксцентрицитете во = — а 6
с наибольшей ординатой
F та2
эпюра
треугольная
(XV. 2)
1
при эксцентрицитете ео> а будет иметь место отрыв 6
фундамента и часть его выключается из работы. В этом случае давление на грунт можно определить по формуле
р=2-^- , (XV.3)
Зтау
а
где у = — -во — расстояние
от нагруженной грани
фундамента до точки приложения силы N ф.
Наклон эпюры давлений характеризует угол поворота фундамента. Так как от поворота фундамента зависит деформативность каркаса здания, то значительная неравномерность давления на грунт под фундаментом может ухудшить условия эксплуатации здания. В первую очередь это относится к зданиям с мостовыми кранами и к крановым эстакадам, где перемещение колонн на уровне подкрановых балок может вызвать заедание крана при движении и расстройство крановых путей.
Во избежание этого рекомендуется ограничивать неравномерности эпюр давления фундамента на грунт при условии расчета каркаса в предположении жесткого защемления фундамента в грунте, а именно:
а) для фундаментов колонн зданий с кранами грузоподъемностью 75 г и более, а также для фундаментов колонн открытых эстакад, несущих нагрузку от кранов грузоподъемностью более 15 т, при наличии грунта с расчетным сопротивлением р<2 кг/см2 следует принимать только трапециевидную эпюру, причем отношение ^мии • должно быть более 0,25;
Рмакс
§ 2. ФУНДАМЕНТЫ
281
б) во всех остальных случаях для фундаментов колонн, несущих крановые нагрузки, можно допускать треугольную эпюру при полном касании подошвы фундамента и грунта;
в) для фундаментов колонн, не несущих крановые нагрузки, при расчете с учетом действия ветра может быть допущена треугольная эпюра при неполном касании подошвы фундамента и грунта (на участке а');
а'
при этом отношение — должно быть не менее 0,75 а
(где а — большая сторона фундамента). При расчете основания с учетом особых воздействий неполное ка-
Л о'
сание подошвы фундамента и грунта при — =0,75 мо-а
жет быть допущено во всех случаях.
Если необходимо учесть влияние поворота фундамента на деформацию конструкций, то наклон фундамента может быть определен по формулам:
в направлении большей стороны фундамента а
Ма 1—v2
tgea=?-f--7— (XV .4)
a3 b
и в направлении меньшей стороны фундамента b
1 -V2
tge6=7^-^-. (XV.5)
О- ь
где Ма и Мь — моменты относительно центра фундамента, обусловливающие наклон фундамента соответственно по стороне а и Ь\
а и b — соответственно большая и меньшая сторона фундамента;
— коэффициент Пуассона грунта;
Е—модуль деформации грунта;
ри 7—коэффициенты, принимаемые по табл.
а I
XV.1 в зависимости от — = —.
Ь т
Таблица XV.1
Значения коэффициентов ₽ и 7
Мт 1 1,5 2 2,5 3
3 4,2 5,6 6,7 7,7 8,6
т 4,2 3 2,4 1,9 1,6
При расчете фундамента обычно бывают заданы Мф b
е0; р; отношение т = —принимают или равным 1 или, а
если расчетное сопротивление не может быть использовано, меньшим, ближайшим к единице, при котором оно используется. Однако в ряде случаев целесообразно принимать сильно вытянутые фундаменты. Например, в тех случаях, когда необходимо ограничить деформации в плоскости действия основных моментов или повысить деформативность фундамента в плоскости, перпендикулярной плоскости действия основных моментов, для уменьшения усилий от температурных деформаций в каркасе вдоль пролета. Таким образом, необходимо определить только величину а.
При центральной нагрузке величину ац определяют непосредственно из формулы (XV.2):
ац = ]Л—• <XV6)
Г тР
В общем случае, когда имеется трапециевидная эпюра давления, величину а можно определить по формуле
/ Rp
a = W|/ 1+-^- , (XV.7)
где ац—сторона фундамента при нагрузке #ф, действующей центрально, т. е. по формуле (XV.6);
q—поправочный коэффициент, приведенный в табл. XV.2.
Таблица XV.2
Значение поправочного коэффициента для определения размера а фундамента
аи 0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,24
1 0,99 0,97 0,94 0,92 0,91
Промежуточные значения могут быть приняты по интерполяции.
При — =0.24 имеет место предельный случай тра-ац
п е" 1 пециевиднои эпюры давления, когда рМин=и и — == — .
а о
В этом случае размер а фундамента может быть определен также по формуле
При эксцентрицитете, большем — а, когда имеет о
место отрыв фундамента, размер а можно определить по формуле
a=eo+j/re2o+^. (XV.9)
у Зтр
При этом для удовлетворения требования относи-fl'
тельно предельного отношения — необходимо, чтобы а
е0 < 0,25a.
В случае действия моментов от постоянных нагрузок с большим эксцентрицитетом >0,20^ рекомендуется для уменьшения неравномерности давления на грунт и облегчения фундамента смещать ось фундамента с оси колонны в сторону действия момента на величину от 0,7Zo до O,9Zo.
При действии моментов разных знаков от временных нагрузок смещение оси фундамента с оси колонн является целесообразным лишь при значительном превышении момента одного знака над моментом другого знака (в два раза и больше) и при больших эксцентрицитетах (—>0,20).
\ <к\ /
Величина смещения фундамента в сторону большего момента может быть принята равной с=0,5 ео.
При окончательном установлении размеров подошвы фундамента в плане рекомендуется принимать градации размеров —200 мм при нечетных величинах (например, 1,5; 1,7; 1,9 м и т. д.). В этом случае (при назначении расстояния от грани фундамента до оси крайнего стерж-
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ВДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
282
ня равным 50 мм) шаг стержней сеток может быть принят одинаковым — 200 мм.
После установления размеров подошвы фундамента в плане определяют общую высоту фундамента, высоты ступеней и арматуру.
Для определения общей высоты фундамента рекомендуется пользоваться формулой
H = d), (XV. 10)
где d — размер колонны в направлении а.
При этом значение Н следует принимать не менее величины, обусловленной конструктивными требованиями, указанными выше.
Значение коэффициента £ в зависимости от величины давления на грунт р0 дано в табл. XV.3.
Таблица XV.3
Значение коэффициента £ для определения высоты фундамента
Ро в кгсм"1 1 и менее 1,25 1,5 1,75 2 2,25 2.5 2,75 3 3,5
е 0,3 0,34 0.36 0,37 0,38 0,39 0,4 0,41 0,42 0,43
Величина ро принимается при нормативных нагрузках. но без учета собственного веса фундамента и веса грунта. Для эксцентрично нагруженных фундаментов за величину ро принимают среднее давление на участке между гранью колонны и гранью фундамента в зоне больших давлений на грунт.
Высоты отдельных ступеней и их размеры в плане в з 1висимости от общей высоты фундамента Н и размера сечения колонны можно принимать по табл. XV.4 с последующей корректировкой по размерам стакана согласно указанным выше требованиям.
В случаях, когда высота фундамента Н должна быть принята больше расчетной (например, при расположении в соответствии с требованиями нулевого цикла работ верха фундамента на 150 мм ниже отметки чистого пола; при значительной глубине промерзания грунта; при необходимости заглубления фундаментов из-за близ расположенных фундаментов под оборудование или тоннелей; при наличии местных участков слабых грунтов, которые необходимо прорезать, и т. п.), увеличение высоты фундамента следует производить за счет верхней ступени. При этом верхнюю ступень рассматривают как колонну и, если это требуется по расчету, то ее соответствующим образом армируют (рис. XV.12). Толщину стенки стакана рекомендуется принимать не менее 20 ДО 'вверху стакана укладывают сетку из стержней диаметры 10—16 мм (рис. XV.12). Общую высоту нижних ступеней можно определить по формуле (XV.10) с введением коэффициента 0,5—0,7, но при этом высоту ступеней следует проверить по формуле (XV.13).
Арматуру подошвы фундамента рассчитывают по моменту, действующему в сечении, проходящем по грани колонны, и проверяют в местах изменения высоты ступеней. Моменты определяют от давления на грунт при расчетных нагрузках. Поэтому давления, подсчитанные по нормативным нагрузкам, следует умножать на средние коэффициенты перегрузки. Величины этих коэффициентов с достаточной точностью могут быть приняты при отсутствии крановой нагрузки 1,15 и при крановой—1,25. Моменты в фундаменте от давления грунта подсчитывают по полной ширине фундамента в
§ 2. ФУНДАМЕНТЫ
283
двух направлениях: момент по грани колонны в направлении а
ма =0.75 (XV.11)
О
и в направлении Ь
^=O,75-foM^P (XV.12)
8
где pi и р0—среднее давление соответственно в направлении а и Ъ на участке между гранью колонны и гранью подошвы фундамента за вычетом нагрузки от собственного веса фундамента и веса грунта на нем;
d и d' — размер колонны соответственно в направлении а и Ь.
Рис. XV.12. Армирование глубоко заложенных фундаментов
/ — сетка из J стержней диаметром 10—16 мм
Расчет фундаментов на поперечную силу в случае отступления от размеров, указанных в табл. XV.4, производят на основании общих предпосылок расчета изгибаемых элементов железобетонных конструкций по наклонным сечениям, при этом следует учитывать местную нагрузку от давления грунта.
Поперечной арматуры в виде отогнутых стержней и хомутов ставить в фундаментах не рекомендуется во избежание усложнения армирования.
Для этого рекомендуется рабочую высоту нижележащей ступени в месте изменения высоты фундамента (в уступе) назначать таким образом, чтобы
(xv-13’
где /) — расстояние от наружной грани фундамента до места, где проверяется высота (для верхней a—d
ступени —— );
b — ширина подошвы фундамента;
Ь' — ширина верхней ступени в местах изменения высоты фундамента (для верхней ступени Ь' равна ширине колонны; при этом прочность принимается равной удвоенной прочности бетона фундамента, но не более прочности бетона колонны);
Ро— среднее давление грунта на участке /1 за вычетом давления от грунта над фундаментом и давления от веса фундамента;
п — средний коэффициент перегрузки.
Сборные железобетонные фундаменты под колонны одноэтажных производственных зданий устраивают, как правило, в виде одного блока, представляющего собой стакан с плитой, по типу ступенчатого монолитного фундамента. Такие фундаменты с размерами в плане до 2,1 X 2,1 м для колонн с размерами сечения до 0,6Х ХОД м разработаны в качестве типовых. Данные по этим фундаментам приведены в табл. XV.5.
Таблица XV.8
Схема конструкции и показатели типовых сборных железобетонных фундаментов под колонны одноэтажных производственных зданий
Марка фундамента Размеры фундамента в мм Расход материалов на 1 фундамент Вес Фундамента в т Наименование рабочих чертежей ГЗ 1
а b fl! Ь1 Лх h> бетона в JM3 стали в кг
Ф-1 Ф-2 Ф-3 Ф-4 Ф-5 Ф-6 Ф-7 Ф-8 Ф-9 Ф-10 1300 1 500 1700 1900 2 100 2 100 1 700 1900 2 100 2 100 1 300 1 500 1700 1900 2 100 1900 1700 1900 2 100 1 900 1 000 1000 1 000 1000 1 000 1 400 1 000 1000 1000 1400 1000 1 000 1000 1000 1000 1 200 1000 1000 1 000 1 200 550 550 550 550 550 750 550 550 550 750 300 300 300 300 300 400 300 350 450 400 300 300 300 300 300 400 300 250 150 400 0,661 0,8 0.955 1,129 1,324 1,917 0,955 1,294 1,8 1,87 15 18 22 27 32 29 22 37 58 35 1,65 2 2,39 2,82 3,31 4,8 2,39 3,24 4,5 4,68 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия ОФ-01-01. Разработаны Киевским отделением Промстрой-проекта, утверждены Госстроем СССР 7/III 1955 г.
— а
п= L
Примечания. 1. Фундаменты предназначаются для применения в производственных зданиях под сборные железобетонные колонны сечением 300 x 300, 400 x 400 и 600x400 мм.
2. Бетон для фундаментов марки 200.
3. Фундаменты "армируются сварными сетками. Сварные сетки изготовляются:
а) для фундаментов Ф-1— Ф-4.Ф-6 из стержней гладкой стали марки Ст. 3;
б) для фундаментов Ф-5, Ф-7—Ф-10 из стержней горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
284
Применение сборных фундаментов в виде одного блока при больших размерах в плане становится нецелесообразным из-за большего веса таких фундаментов, сложности их транспортирования и установки. Поэтому при больших размерах сборных фундаментов можно их
Рис. XV.13. Сборный фундамент, образуемый из стакана и фундаментной плиты
а —план; б —разрез; 1— фундаментная плита; 2 — стакан; 3 — подъемные петли; 4 — риски; 5 — сварные швы, соединяющие стакан с фундаментной плитой; 6 — выравнивающий слой из цементного раствора; 7 — защитный слой из цементного раствора; 8 — газовые трубки d=50 мм для подъема стакана; 9 — стальная закладная деталь в фундаментной плите; 10 — то же, в стакане;
И — анкеры
устраивать расчлененными. Примеры таких расчлененных фундаментов показаны на рис. XV.13—XV.15.
Фундамент, показанный на рис. XV.13, расчленен по горизонтали отделением нижней плиты от стакана. Размеры верхней части подбирают таким образом, чтобы в плоскости опирания ее на нижнюю плиту при всех комбинациях нагрузок имели место только сжимающие напряжения при отношении минимальных сжимающих напряжений к максимальным не более 0,25. Поэтому такие фундаменты могут применяться лишь при малых эксцентрицитетах нормальных сил. При больших эксцентрицитетах необходимо в этом случае верхнюю часть фундамента — стакан — приваривать к нижней (рис. XV.13).
Фундамент, показанный по рис. XV. 14, собирают из отдельных плит с круглыми и овальными отверстиями. При наложении одной плиты на другую образуются сквозные колодцы. Для замоноличивания фундамента колодцы средней зоны заполняют бетоном с предварительной установкой в них арматуры в виде отдельных i
Рис. XV.14. Сборный фундамент из плит с отверстиями
1 — щебеночная подготовка; 2—выравнивающий слой бетона; 3—бетон, укладываемый на месте; 4 — стальной анкер или предварительно напряженный железобетонный брусок
Рис. XV.15. Сборный фундамент из отдельных блоков для двухветвевой колонны
1 — бетон или раствор^
§ з. колонны
285
стержней или каркасов. В верхней плите устраивают стакан для соединения колонны с фундаментом.
В сборном фундаменте, показанном на рис. XV. 15, нижняя плита расчленена на ряд блоков, на которые устанавливают верхнюю, стаканную, часть фундамента. Связь между нижними блоками и стаканной частью достигается введением арматурных петель нижних блоков в отверстия верхнего блока с последующим бетонированием этих отверстий.
Сравнение сборных расчлененных фундаментов с монолитными по расходу материалов показывает, что при относительно небольшой экономии бетона расход стали в сборных фундаментах возрастает.
§ з. колонны
1. Типы колонн
В строительстве одноэтажных производственных зданий обычно применяют колонны прямоугольного сечения, двутавровые и двухветвевые (рис. XV.16).
Рис. XV.16. Типы колонн а — прямоугольного сечения; б — двутаврового сечения; в — двухветвевого сечения
Для зданий без мостовых кранов, в которых высота от пола до низа несущих конструкций покрытий, как правило, не превышает 6—7 ж, рекомендуются колонны прямоугольного сечения. При большей высоте, а также в зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью до
30 т при высоте до головки подкранового рельса до 10 м целесообразно применять колонны двутаврового сечения, которые примерно на 30% легче прямоугольных колонн. Применение для двутавровых колонн бетона более высоких марок, чем для прямоугольных, дает по сравнению с последними также и экономию стали. Колонны прямоугольного сечения могут быть при указанных параметрах применены лишь при условии специального обоснования.
При высоте от пола до головки подкранового рельса 10 м и более наиболее экономичными являются двухветвевые колонны.
В зданиях с шагом колонн 12 м применение двухвег-вевых колонн в ряде случаев может оказаться целесообразным при высоте до головки подкранового рельса 8 м и более.
2. Привязка колонн к разбивочным осям
Поперечные теоретические оси колонн обычно совмещаются с поперечными разбивочными осями здания. Исключение составляют колонны торцовых рядов, поперечных рядов у температурных швов и в местах примыкания взаимно-перпендикулярных пролетов; геометрические оси этих колонн располагаются обычно на расстоянии 500 мм от поперечной разбивочной оси здания (рис. XV.17).
Продольные геометрические оси колонн промежуточных рядов при смежных пролетах одинаковой высоты обычно совмещаются с продольными разбивочными осями здания (рис. XV.18,a).
Для привязки колонн крайних рядов существенное значение имеет привязка осей подкрановых путей, которая обусловливает также максимальную высоту сечения надкрановой части колонн.
При стандартных мостовых электрических кранах грузоподъемностью 5—50 т расстояние между осью пути крана и разбивочной осью принимается равным 750 мм. При такой привязке подкрановых путей колонны крайних продольных рядов во многих случаях могут быть расположены так, что их наружные грани совмещаются с продольной разбивочной осью — так называемая нулевая привязка (рис. XV.18,6). Такая привязка применяется обычно для колонн зданий без мостовых
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
286
кранов, а также для колонн, располагаемых в продольном направлении, с шагом 6 м при кранах грузоподъемностью до 30 т включительно, поскольку в этих случаях надкрановая часть колонн размещается в габарите между мостовым краном и стеной, внутренняя грань которой обычно совмещается с наружной гранью колонн.
В случаях, когда нулевая привязка колонн крайних рядов не применима, расстояние между наружной гранью колонн и разбивочной осью принимается равным 250 или 500 мм (рис. XV. 18,в).
Рис. XV.18. Привязка колонн к продольным осям здания
а — колонн промежуточных рядов при одинаковой высоте смежных пролетов здания; б — колонн крайних продольных рядов при отсутствии кранов, а также при наличии стандартных мостовых электрических кранов грузоподъемностью до 30 т; в—то же, при кранах грузоподъемностью £более 30 т
Привязку колонн, расположенных по линии перепада в высотах смежных пролетов здания, к продольной разбивочной оси здания производят различно в зависимости от параметров здания, величин нагрузок от мостовых кранов, решения ограждающей конструкции по линии перепада высот и т. д.
3. Основные конструктивные указания
Колонны прямоугольного сечения для зданий без мостовых кранов, а также для зданий с кранами грузоподъемностью 5—10 т выполняют из бетона марки 200. При большей грузоподъемности кранов (15—30 т) и высоте до головки подкранового рельса не более 10 м следует проверять, целесообразно ли применение бетона марки 300.
Для колонн двутаврового сечения и двухветвевых рекомендуется применение бетона марок 300—400.
Назначаемые размеры сечения колонн должны удовлетворять условиям унификации, требованиям обеспечения необходимой поперечной жесткости конструкций, условиям опирания подкрановых балок, несущих конструкций покрытия и т. д.
В целях сокращения числа типоразмеров опалубки рекомендуется пользоваться следующей шкалой размеров сечений колонн: для ширины сечения — 250, 300, 400 мм и далее через 100 мм; для высоты сечения — 250, 300, 400, 600 мм и далее через 200 мм.
При назначении размеров сечения колонн особое внимание следует уделять унификации ширины сечения, поскольку этот размер определяет высоту бортовых элементов опалубки.
Для колонн зданий без мостовых кранов при отметке верха колонн 5—6 м и для колонн зданий, оборудованных мостовыми электрическими кранами грузоподъемностью до 30 т при высоте до головки подкранового рельса до 8—10 м ширину сечения можно принять равной 400 мм.
Рекомендуемые размеры сечений оплошных колонн, располагаемых в продольном направлении через каждые 6 м, даны в табл. XV-.6.
Таблица XV 6
Рекомендуемые размеры сечения сплошных колонн одноэтажных производственных зданий (шаг колонн 6 jk)
Высота от пола до низа конструкции покрытия в м Отметка головки подкранового рельса в м Грузоподъемность мостового крана в m Рекомендуемые размеры поперечного сечения подкрановой час- ти в мм
ширина высота
4-5* — — 300 300
5—6** — — 400 400
До 11 До 8 5—10 400 600
До 13 8-10 15—30 400 800
♦ В зданиях с наружным отводом воды.
♦♦ В зданиях с внутренним отводом воды.
Высота сечения надкрановой части колонн должна соответствовать габаритам крана.
При привязке подкрановых путей, равной 750 мм, параметрах зданий и грузоподъемности кранов, указанных в табл. XV.6, высоту сечения надкрановой части промежуточных колонн можно принять равной 600 мм, а крайних колонн (при нулевой привязке, см. рис. XV.18,6) — 400 мм; исключение составляют крайние колонны под краны грузоподъемностью 30 т, для которых высота сечения надкрановой части при нулевой привязке по условиям габарита стандартного крана не должна превышать 380 мм; при этом консолей для опирания несущих конструкций покрытия не требуется.
Ширину сечения сборных колонн в целях обеспечения достаточной площади опирания подкрановых балок рекомендуется принимать не менее:
при кранах грузоподъемностью до 30 m включительно................... 400 мм
при кранах грузоподъемностью 50 m 500 мм
При назначении размеров сечения особое внимание должно быть обращено на обеспечение необходимой поперечной жесткости колонн; так, для колонн прямо-
угольного сплошного сечения, несущих крановую нагрузку, при бетоне марки не ниже 200 высоту сечения по условиям жесткости рекомендуется назначать не менее величин, приведенных в табл. XV.7, ширину b сечения колонн, несущих крановую нагрузку, рекомендуется также принимать по табл. XV.7.
Высоту и ширину сечения колонн зданий без мостовых кранов при покрытиях по несущим конструкциям с горизонтальным нижним поясом рекомендуется прини-
мать не менее
25
, где Н — высота колонны от верх
него обреза фундамента.
§ 3. колонны
287
Таблица XV.7
Высота d и ширина b сечения сплошных колонн,
несущих крановую нагрузку, по условиям жесткости
Любая
Ширина b сечения колонн независимо от схемы конструкции
25
Здесь — высота сечения подкрановой балки; hu~ высота от верха фундамента до верха подкрановой балки;
р — коэффициент расчетной длины. *
а)
Рис. XV.19. Расположение подкрановых балок на двухветвевых ко-
лоннах
а — оси ветвей колонн совпадают с осями подкрановых балок; б—оси ветвей колонн не совпадают с осями под-
крановых балок
В двухветвевых колоннах расстояния от продольной разбивочной оси здания до геометрической оси ветви и оси подкранового рельса рекомендуется принимать примерно одинаковыми (рис. XV. 19,а). Можно допускать смещение оси ветви с оси подкрановой балки (в целях уменьшения общей ширины колонн) при кранах грузоподъемностью до 20—30 т при отметке головки подкранового рельса до 10—12 м (рис. XV. 19,6).
Расстояния между распорками в свету рекомендуется принимать одинаковыми и не более 10 dr, где dг~ высота сечения промежуточных распорок. В случаях, когда между ветвями колонн предусматривается проход, высота от пола до низа
первой распорки не должна быть меньше 2 м.
При нормальной глубине заложения фундаментов нижнюю распорку располагают ниже уровня пола на 50 мм.
Высоту сечения промежу-
точных распорок принимают в пределах от du до 1,5 dUt а высоту сечения верхней распорки не менее 1,5 du.
Ширину сечения распорок рекомендуется принимать равной ширине сечения ветвей.
4. Основные положения расчета
Расчетную схему для определения величин расчетных усилий в колоннах одноэтажных производственных зданий принимают в зависимости от конструктивного
решения здания. Ниже рассматриваются колонны как элементы наиболее распространенных в строительстве зданий со сборными железобетонными конструкциями рамной системы с прямолинейными ригелями, шарнир-
ными верхними узлами и жестким защемлением стоек в фундаментах (рис. XV.20).
Ригелями поперечных рам могут рассматриваться стропильные фермы, балки, арки с затяжками и т. п.
Плоские поперечные рамы здания обычно связаны между
собой элементами ограждающих конструкций и поэтому конструкции здания в целом работают совместно. Точный учет совместной работы плоских несущих и ограждающих конструкций зависит от ряда факторов (тип соединения несущих и ограждающих конструкций, горизонтальная жесткость дисков покрытия и т. д.) и является весьма сложной за-
Рис. XV.20. Расчетная схема конструкции здания
дачей. Поэтому пространственную работу конструкции в тех случаях, когда такая работа может быть обеспечена при принятом конструктивном решении, обычно учитывают приближенно в каждом отдельном случае в зависимости от характера воздействий, типа покрытия, числа
пролетов здания и т. д.
При воздействиях, вызывающих плоскую деформацию системы, т. е. одинаковую поперечную деформацию всех рам, отпадает необходимость учета влияния связи несущих и ограждающих конструкций на распределение усилий в элементах системы. К таким воздействиям относят, в частности, ветровую нагрузку, действующую на продольные стены зданий, нагрузку от покрытия, от веса стен и т. п., при одинаковой поперечной жесткости рам рассматриваемого блока здания. Однако и при различной жесткости соседних рам рекомендуется рассчитывать их на указанные нагрузки без учета пространственной работы конструкций.
В случаях, когда нагрузка действует только на отдельные колонны связанной системы (крановая и т. п.), целесообразно учитывать жесткость покрытия, поскольку оно вовлекает в работу другие поперечные рамы здания. При этом крупноразмерные плиты или прогоны должны быть надлежащим образом прикреплены к несущим конструкциям, а швы между плитами замоноли-чены цементным раствором.
Цельный участок покрытия, состоящего из железобетонных или армопенобетонных плит, можно считать абсолютно жестким в горизонтальной плоскости, если длина его в каждую сторону от рассматриваемой поперечной рамы не превышает двойной его ширины.
При наличии поперечных температурных швов можно учитывать лишь соседние поперечные рамы данного блока.
Ригелями продольных рам служат ограждающие конструкции покрытий, продольные связи, устраиваемые по верху колонн, подкрановые балки, обвязочные балки и т. п. Соединение этих элементов с колоннами обычно
выполняют не жестким.
Возможность учета совместной работы продольных рам при расчете колонн должна устанавливаться в каждом отдельном случае в зависимости от конструкции покрытия здания.
При устройстве продольных фонарей ограждающая конструкция покрытия в продольном направлении разрезается фонарными проемами и не обеспечивает совместной работы продольных рам. В этих случаях продольные рамы рассчитывают независимо друг Ът друга как отдельные плоские системы.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
288
В случаях, когда покрытие в продольном направлении можно рассматривать абсолютно жестким, целесообразно при различной погонной жесткости колонн продольных рядов учитывать совместную работу продольных рам при расчете их на ветровую нагрузку, действующую на торцы здания, на горизонтальные продольные усилия, действующие при торможении мостов кранов, и т. п.
При устройстве продольных вертикальных связей между колоннами продольные усилия передаются на эти связи.
5. Расчет на ветровую нагрузку
Ветровую нагрузку, действующую на продольные стены и фонари покрытия, приводят обычно к горизонтальной силе, приложенной в уровне верха колонн, и к равномерно распределенной нагрузке по высоте крайних колонн (при самонесущих стенах).
Рис. XV.21. Расчетная схема конструкции здания с различной высотой колонн при действии горизонтальной сосредоточенной нагрузки
При действии горизонтальной силы, приложенной в уровне верха колонны (рис. XV.21), усилие, передаваемое на рассматриваемую колонну, определяют по формуле
KrJur
Wr=W -------г----, (XV. 14)
т у н] 1 где 1а—момент инерции нижней (подкрановой) части колонны;
Н — полная высота колонны;
К — коэффициенты, определяемые по табл. XV.8. Для случая, когда все колонны имеют одинаковую высоту и размеры поперечного сечения, формула (XV. 14) принимает вид
Wr=w— , (XV. 15)
т где т — число колонн рассматриваемой системы. При действии равномерно распределенной нагрузки по высоте крайней колонны (рис. XV.22) реакция верхней упругой опоры этой колонны определяется по формуле т
1 KiJ Uj
2j я/
Х1==Х°"^---------’ (XV.16)
2KiJUi н*
1
Т а б л и ц а XV 8
Значения коэффициента К для определения прогиба верха колонны от действия горизонтальной силы, равной 1
5 _ хн3 хх~ KEJU
и *о’ Значения коэффициента К при X = Н
0,1 0.2 | 0,3 0,4 0,5
0,05 2,941 2,604 1,984 1.354 0,889
0,08 2,966 2,747 2,289 1,728 1,231
0,1 2,974 2,799 2,414 1,903 1,412
0,2 2,987 2,907 2,709 2,388 2
0,3 2,992 2,945 2,822 2,609 2,322
0,4 2,995 2,965 2,883 2,736 2,527
0,5 2,996 2,976 2,92 2,818 2,667
0,6 2,997 2,934 2,933 2,876 2,769
0,7 2,993 2,99 2,969 2,919 2,847
0,8 2,999 2,994 2,98 2,951 2,909
0,9 2,999 2,998 2,991 2,978 2,959
1 3 3 3 3 3
а усилие, передаваемое на промежуточную колонну, по формуле
(XV.17)
где Хо — реакция неподвижной верхней опоры колонны, находящейся под воздействием павномерно распределенной нагрузки; определяется по табл. XV.9.
Для случая, когда все колонны им^ют одинаковую высоту и размеры поперечного сечения, формулы (XV.16) и (XV.17) принимают вид
Х1 = Хо ; (XV.18)
т
ХГ=ХО —. (XV. 19)
т
Рис. XV.22. Расчетная схема конструкции здания при действии ветровой нагрузки
§ з. колонны
289
Таблица XV.9
Значения Хо
п
Л п=т; 1 Значения Хо —Kq при Н ^1* JI
0,1 0,15 0,2 0,25 0,3 0,4
0,05 0,369 0,356 0,335 0,311 0,286 0,252
ОД 0,372 0,366 0,355 0,34 0,328 0,305
0.2 0,374 0,371 0,366 0,358 0,35 0,329
о.з 0,374 0,373 0,369 0,365 0,36 0,346
0,4 0,374 0,373 0,371 0,369 0,365 0,355
0.5 0,375 0,374 0,373 0,371 0,368 0,361
0.6 0,375 0,374 0,373 0,372 0,37 0,366
0.8 0,375 0,375 0,374 0,374 0,373 0,371
1 0,375 0,375 0,375 0,375 0,375 0,375
Таблица XV.10
Значения XqH=KM
^0 П~ J и Л'о Значения XqH = KM при\ = —7~ п
0,1 0,15 | 0,2 0,25 | о.з | 0,4
0,05 1,467 1,378 1,25 1,084 0,902 0,569
0,1 1,472 1,422 1,343 1,233 1,098 0,799
0,2 1,479 1,447 1,395 1,324 1,232 1,003
0,3 1,482 1,455 1,414 1,357 1,284 1,097
0,4 1,483 1,459 1,423 1,374 1,312 1,15
0,5 1,484 1,461 1,429 1,385 1,329 1,184
0,6 1,484 1,463 1,432 1,392 1,341 1,208
0,7 1,484 1,464 1,435 1,397 1,349 1,226
0,8 1,485 1,465 1,437 1,400 1,356 1.24
0,9 1,485 1,466 1,439 1,404 1,361 1,251
1 1.485 1,466 1,44 1,406 1,365 1,26
Таблица XV.11
. 6. Расчет на действие крановых нагрузок и моментов, действующих по высоте колонны
При расчете колонны как элемента рамы с шарнирными верхними узлами и жесткой заделкой в нижних сечениях (рис. XV.23) реакцию верхней упругой опоры определяют по формуле
т
SKlJu^ KrJur
н ] ~ Н3
Хг = Х6 . (XV.20)
1
Значения Xq=KT
где К — коэффициенты, принимаемые по табл. XV.8;
Хо — реакция неподвижной опоры, определяемая по табл. XV.10 и XV.11.
Рис. XV.23. Расчетная схема конструкции здания при действии моментной нагрузки
Л п=~и V Значения XQ-KT при
0,1 0,15 0,2 0,25 | о.з 0,4
0,05 0,835 0,733 0,611 0,488 0,372 0,195
0,1 0,843 0,754 0,657 0.532 0,453 0,274
0,2 0,847 0,766 0,682 0,596 0,509 0,344
0,3 0,848 0,771 0,691 0,611 0,53 0,37
0,4 0,849 0,773 0,697 0,618 0,541 0,394
0,5 0,85 0,774 0,699 0,623 0,548 0,406
0,6 0,85 0,775 0,701 0,626 0,553 0,416
0,7 0,85 0,776 0,701 0,629 0,557 0,420
0,8 0,85 0,776 0,702 0,63 0,559 0,425
0,9 0,85 0,776 0,704 0,632 0,561 0,429
1 0,851 0,777 0,705 0,633 0,564 0,432
В случаях, когда все колонны имеют одинаковую высоту , и размеры поперечного сечения, формула (XV.20) принимает вид
т—1
Хг = Хо----
т
(XV.21)
Для зданий с жесткими покрытиями, помимо колонн поперечной рамы, в которую входит рассчитываемая колонна, могут быть учтены также колонны других 19 Зак. 2065
поперечных рам данного блока здания. Если, как указывалось выше, принимать в расчет только колонны соседних рам, то, например, для двухпролетного здания, образуется девятистоечная система, и при одинаковых высоте и размерах поперечного сечения колонн формула (XV.21) принимает вид
Хг = Хо —- = 4 Хо. (XV.22) т У
290
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Таблица XV.12
Значения Х$Н=КМ
Т а б л и ц a XV.14
Значения XQH—KM
Jo п--и Значения Хо Н = КМ при Х = ° Н
0,1 | 0,15 0,2 0,25 0,3 | 0,4
0,05 0,588 0,533 0,469 0,393 0,317 0,188
0,1 0,594 0,553 0,504 0,447 0,385 0,264
0,2 0,597 0,562 0,523 0,48 0,432 0,331
0,3 0,598 0,565 0,53 0,492 0,451 0,362
0,4 0,598 0,567 0,534 0,498 0,46 0,38
0,5 0,598 0,568 0,536 0,502 0,466 0,391
0,6 0,599 0,568 0,537 0,505 0,471 0,399
0,8 0,599 0,569 0,539 0,508 0,476 0,41
1 0,599 0,570 0,54 0,51 0,479 0,416
Таблица XV. 13
Л П~ J и Значения XqH=KM при X = h'o Н
0.1 I 0,15 0,2 0,25 О.з 0,4
0,05 1,327 1,224 1,094 0,935 0,768 0,472
0,1 1,33 1,264 1,175 1,063 0,934 0,664
0,2 1,336 1,286 1,221 1,142 1,048 0,833
о.з 1,338 1,293 1,237 1,17 1,093 0,91
0,4 1,34 1,296 1,245 1,185 1,116 0,955
0,5 1,34 1,299 1,25 1,194 1,131 0,983
0,6 1,341 1,3 1,253 1,2 1,141 1,003
0,8 1,341 1,302 1,257 1,208 1,154 1,03
1 1,342 1,303 1,26 1,213 1,162 1,046
Таблица XV.15
Значения XQH=KM
Значения XqH=KM
Значения Хо Н=КМ при Х = — Н
0,1 | 0,15 | | 0,2 | 0,3 0,4 0,5
0,05 1,027 0,944 0,833 0,705 0,573 0,345
0,1 1,037 0,974 0,896 0,801 0,697 0,483
0,2 1,042 0,99 0,93 0,86 0,782 ' 0,609
о,з 1,044 0,996 0,942 0,882 0,813 0,666
0,4 1,045 0,999 0,949 0,893 0.833 0,698
0,5 1,045 1 0,952 0,9 0,843 0,719
0,6 1,046 1,002 0,955 0.005 0,85 0,734
0,8 1,046 1,003 0,958 0,91 0,86 0,753
1 1,046 1,004 0,96 0,914 0,866 0,765
Значения Х0Н~КМ при Х =
и 0,1 0,15 | 0,2 0,25 0,3 1 М
0,05 1,678 1,854 2,031 2,169 2,241 2,193
од 1,583 1,669 1,763 1,84 1,913 1,942
0,2 1,535 1,572 1,613 1,654 1,689 •1,72
0,3 1,519 1,539 1,561 1,583 1,602 1,618
0,4 1,511 1,522 1,534 1,346 1,555 1,56
0,5 1,506 1,512 1,518 1,523 1,522 1,523
0,6 1,503 1,505 1,507 1,508 1,507 1,496
0,8 1,499 1,497 1,493 1,488 1,482 1,462
1 1,496 1,492 1,485 1,477 1,466 1,44
Таким образом, расчет колонны с упругой и неподвижной опорой в рассмс гренном случае дает разницу в величине верхней опорной реакции всего на 11°/о.
Следовательно, колонны зданий с двумя пролетами и более при жестких покрытиях можно рассчитывать на воздействие крановых нагрузок с достаточной для практики степенью точности без учета смещения верхней опоры.
При покрытиях с асбестоцементными кровлями (из волнистых листов усиленного профиля или полых утепленных плит) и отсутствии специальных горизонтальных
связей, обеспечивающих совместную работу поперечных рам, колонны рекомендуется рассчитывать как элементы одной поперечной рамы (без учета работы соседних рам).
Для однопролетных зданий необходимость учета пространственной работы конструкций должна решаться в каждом отдельном случае в зависимости от типа и жесткости покрытия, наличия фонарей, ослабляющих покрытие, и т. д.
При отсутствии фонарей верхнего света и при покрытии из крупноразмерных плит колонны однопролетных зданий на действие крановых нагрузок можно рассчитывать при неподвижной верхней опоре.
§ з. колонны
291
При расчете на действие изгибающих моментов, приложенных по высоте колонны, рекомендуется пользоваться табл. XV. 12—XV. 15.
7. Расчет на действие вертикальных нагрузок от покрытия
Расчет колонн на действия вертикальных нагрузок от покрытия производят обычно в предположении неподвижного опирания их вверху (табл. XV.16), поскольку моменты от вертикальных сил действуют в системе во взаимно-противоположных направлениях.
Таблица XV.16
Значения XqH=KM
Jo п~ J и Значения XqH-KM при X =А_2 Н
0.1 I | 0,15 0,2 0,25 | 0,3 0,4
0,05 1,752 2,012 2,292 2,53 2,687 2,735
0,1 1,62 1,745 1,903 2,055 2,184 2,322
0,2 1,554 1,613 1,686 1,765 1,841 1,959
0,3 1,531 1,566 1,61 1,658 1,707 1,792
0,4 1,520 1,543 1,571 1,603 1,636 1,697
0,5 1,513 1,529 1,548 1,569 1,592 1,635
0,6 1,509 1,519 1,532 1,546 1,562 1,592
0,8 1,503 1,507 1,512 1,513 1,523 1,535
1 1,5 1,5 1.5 1,5 1,5 1.5
8. Учет температурных деформаций ригелей рам
Температурные деформации ригелей рам приводят к изгибу колонн. Возникающие при этом горизонтальные силы, действующие на колонны в уровне опирания на них ригелей рам, при шарнирных верхних узлах можно определить следующим образом.
Сначала устанавливают положение сечения ригеля, не смещающегося при температурных деформациях. Расстояние * от оси крайней колонны системы до этого сечения при сплошных колоннах определяют по формуле
т
SK1J U: “^Г ------------ - (XV.23)
н* 1
где yi — расстояние от оси крайней стойки до оси i-й стойки;
К — коэффициенты, принимаемые ло табл. XV.8.
Остальные обозначения те же, что и в формулах (XV.14)—(XV.20).
Если расстояние до неподвижного сечения ригеля определяется от крайней левой стойки системы, то величины yi отсчитываются также от этой стойки.
Горизонтальные усилия, действующие на колонну в уровне опирания на нее ригеля, вычисляют по формуле
х = а (у0 - у г) М , (XV. 24)
Я?
где « — коэффициент температурного удлинения (укорочения) материала ригеля рамы;
Д/—разность температур, для которой определяют возможную максимальную деформацию;
£б JuL — жесткость колонны с учетом длительного действия нагрузки.
9. Расчетная длина колонн
Расчетную длину колонн как элементов связанной системы определяют в предположении неодновременной потери устойчивости; при этом принимают, что все колонны системы (кроме рассматриваемой) загружены осевыми продольными силами, равными расчетным продольным усилиям. Если для какой-либо колонны системы расчетное продольное усилие меньше критической силы, подсчитанной как для отдельно стоящей колонны, то эта колонна может служить в связанной системе упругой опорой в горизонтальном направлении для рассматриваемой колонны.
Для сплошных колонн постоянного сечения в зданиях без крановых нагрузок при жесткой заделке колонн в фундаментах и шарнирном соединении поверху коэффициент расчетной длины в соответствии с изложенным положением определяют по следующим формулам:
о
; (XV.25
1/ а
(XV.26)
т=—(XV.27)
где I — момент инерции сечения рассматриваемой колонны относительно оси, перпендикулярной плоскости изгиба;
Ji—то же, для остальных колонн системы;
Н—высота рассматриваемой колонны;
Hi—высота остальных колонн системы;
ri—радиус инерции сечения;
—расчетная продольная сила;
7?”—нормативное сопротивление сжатию бетона при изгибе;
т — число колонн системы.
При одинаковых высотах и сечениях колонн формула (XV.26) принимает вид
а = (т—1) 1
1 / ЛГ \ 2 1
— (-) J + l. (XV.28)
Для колонн прямоугольного сечения при разных высотах и размерах поперечного сечения формула (XV.26) принимает вид
19*
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
292
(XV. 29)
а при одинаковых высотах и сечениях
1 Н \2
(XV. 30)
где h — высота прямоугольного сечения колонны (размер в плоскости изгиба).
Получаемый по приведенным формулам коэффициент расчетной длины должен быть не менее 0,7.
При определении расчетной длины колонн рекомендуется учитывать пространственную работу конструкций, принимая число колонн в системе в соответствии с жесткостью диска покрытия в горизонтальном направлении (см. выше).
Рис. XV.24. Расчетная схема конструкции одноэтажного здания
Пример. Требуется определить расчетную длину средней и крайней колонн здания при схеме поперечного разреза здания, показанной на рис. XV.24.
Сечение колонны 30X30 см. Бетон марки 200. Расчетные усилия в колоннах Vi=12,l г; №2=^з=24,2 т. Учитывая наличие жесткого покрытия и возможность устройства поперечных швов, принимаем систему, состоящую из трех поперечных рам, жестко связанных конструкцией покрытия. Таким образом, в системе имеется 6 стоек по крайним рядам, 6 — по соседним с ними рядам и 3 по среднему ряду.
Для колонны 1:
#3 = 6,153 = 233 л’;
по формуле (XV.27)
12100
30-30-180
= 0,0745;
пг =--------
для колонны 2:
Я^ = 6,65з = 294лЗ;
Определяем коэффициент расчетной длины для средней колонны по формуле (XV.29):
14
а = #з у _Ll1__L(£n8J + le
#3 [ 100 \ h j J
1
365 / 1 \ 365
-6U,-™42M-07,5) + 62M><
X )+2i('-iS568 0’,5i + 1-
= 6,45+1,97 + 0,3+ 1 =9,72.
По формуле (XV.25)
2 2
р. = —— = ----------« 0,64.
V а /э,72
Следует принять ц=0,7.
Определяем коэффициент расчетной длины для крайней колонны.
По формуле (XV.29)
а = 5 — (1 - —420-0,0745) 4-
233 \ 100 /
+ 6 — (1 — ^-490-0,15 )+
294 \ 100 /
+ 3 — [1_ —568-0,15 ) + 1 = ' 365 \ 100 /
= 3,44 + 1,26 + 0,29 + 1 = 5,99.
По формуле (XV.25)
р. =-------«0,8.
/5,99
Для колонн зданий с крановыми нагрузками в случае, когда при действии этих нагрузок обеспечена неподвижность верхней опоры, коэффициенты расчетной длины подкранового и надкранового участка колонны можно определить по следующим приближенным формулам1:
для подкранового участка постоянного сечения
; (xv.3i)
m-f-1
для надкранового участка постоянного сечения
= у V «(’)?2+1)nm) • (XV.32) где
п2 =
24 200 30-30-180
для колонны 3:
#3 - 7>15з = 365лЗ;
п3 = /г2 = 0,15.
*412 и — коэффициенты, принимаемые по табл. XV.17 и XV.18.
Расчетную длину подкранового участка колонны принимают равной рч hu, верхнего участка—р-2 ho.
1 Заимствованы из работы Е. Э. Локшина «Расчет стержневых систем на устойчивость», ГПИ Проектстальконструкция.
§ з. колонны
293
Т а б л и ц a XV.17
Значения коэффициентов v]i2
п Значения коэффициента при 3 = hu
0,1 | 0,2 0,3 0,4 1 | 0,5 0,6 1 °.7
0,83 1,21 1,57 1,9 2,14 2,33 2,46
0,2 0,79 0,98 1,23 1,46 1,67 1,85 2,02
0,3 0,78 0,9 1,09 1,27 1,44 1.6 1,74
0,4 0,78 0,88 1,02 1,17 1,32 1.45 1,58
0,5 0,78 0,86 0,99 1,1 1,22 1,35 1.47
1 0,78 0,85 0,92 0,99 1,06 1,13 1,2
Ниже приведены формулы для расчета двухветвевых колонн на воздействие крановых нагрузок, нагрузки от покрытия и ветровой нагрузки, приложенной по верху колонн.
Горизонтальное смещение верха свободно стоящей колонны с учетом влияния нормальных сил определяют по следующим формулам.
При действии горизонтальной единичной силы, приложенной в верхнем сечении колонны (рис. XV.25,a);
О
(п—1)е Ju । ^.тр +
Л Р-+ А+0132 8^ \ />2„
104 ,
(XV.33)
Таблица XV.18
Значения коэффициента
п ^0 Значения коэффициента т]п при р = ~ Ли
0,1 0,2 0,3 1 1 0,5 | 0,6 0,7
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 1 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,67 0,73 0,69 0,67 0,67 0,67 0,67 0,93 0,75 1,71 0,69 0.69 0,68 1,П 0,89 0,8 0,75 0,73 0,71 1,25 1,02 0,9 0,84 0,81 0,74 1,36 1,12 0,99 0,92 0,87 0,78
где
Ja 1 250 с = т Т- + —Т-
ИЛИ
Л® 104EJubn = — С, О
(XV. 34)
5 000 (л-1) е ,p,yv^
—Tu'Tp+R^N2b}
R = 1 250 — е2
+°«32 hu
(XV. 36)
10. Особенности расчета двухветвевых колонн
Усилия в элементах двухветвевой колонны можно определять приближенно на основе следующих допущений:
а—при действии горизонтальной единичной силы, приложенной в верхнем сечении колонн; б — при действии вертикальной силы Р, приложенной по оси ветви; в — при действии горизонтальной силы Г, приложенной в уровне верха верхней распорки; г—при действии момента Л1, приложенного в верхнем сечении колонны
,з
7 = ^-104. (XV.37)
При действии вертикальной силы Р, приложенной по оси ветви (рис. XV.25,6):
WEJAp = • ^±^Ре, (XV.38
3 1+-А~- hu
4
ИЛИ
1Л4Р, х Л“ 2Ао+Аа 10 EJU — а 6 Ли Ре, (XV.39)
где
0,75-104 а~ 12^2 1+— du (XV. 40
При действии горизонтальной силы в уровне верха верхней распорки (рис. Т, приложенной XV.25,e):
lO^J в г= —[—+ ° 1Т 3 [ 8п2 2п2Ли ? Jи 1 Jp
1) верхняя распорка является абсолютно жесткой;
2) при нахождении реакции верхней опоры нулевые точки эпюры моментов от действия горизонтальных сил располагаются в середине длины элементов;
3) при определении величин расчетных изгибающих моментов от действия горизонтальных сил нулевые точки эпюры моментов в ветвях верхнего яруса располагаются на расстоянии 2/з высоты яруса от верхней распорки, а в ветвях нижнего яруса — на расстоянии 2/3 высоты яруса от нижнего сечения.
— +0,32') +
8е \ 2Ли !
2 / а
и I------
8е2 \ 2А“
aho у % /.
104,
(XV.41)
или
Thu / Ju \
\№EJ S1T=—-(с —£—7 —4-/.! , ° 1Т 3 \ ' Ja Г
'XV. 42)
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
294
где
Таблица XV.19
L = R — L'\
(Р ( fa \
£'=1 250—(-7-+0,32);
е2 \2hu ]
<Р„ / ° aho \ Лх--= 1 250 — I 2Л« + А2 J’
\ u J
(XV. 43)
(XV.44)
(XV.45)
Значения коэффициента R и а
При сечении действии колонны момента Af, приложенного в верхнем (рис. XV.25,2):
ш2и 3
ijw- з 2
/ Ап \*1
+ ТТ ПГ +0’5 104’ (xv-<6)
О02 \ Пц } J
ДЛЯ
Mh2u
WEJ \М=-—(А+Б), •* о
где
5 = 1250 —(— +0,5
е2 \ hu t
(XV .46')
(XV. 47)
(XV. 48)
Величины реакций верхней неподвижной опоры определяются по следующим формулам:
при действии вертикальной силы Р (рис. XV.26,a) ’
при действии горизонтальной силы Г, приложенной в уровне верха верхней распорки (рис. XV.26,6)
(XV. 50)
рой вверху и защемлением внизу
а — при действии вертикальной силы Р, приложенной по оси ветви; б — при действии горизон-тальной силы Т, приложенной в уровне верха верхней распорки; в — при действии момента Af, приложенного на уровне верхней опоры
h. X d Значения коэффициента R при —-е
0,4б| 0,5| 0,5б| 0,6 0,65 | 0,7| 0,7б| О,в|о,85 | 0,9 0,95 1
0 0.15 0.2 0,25 о.з 0.35 0.4 0,45 0,5 80 125 142 160 180 201 223 246 271 100 154 175 198 222 248 275 304 335 121 186 212 299 268 300 330 368 405 144 222 252 285 319 357 396 438 482 169 260 296 334 375 419 465 514 565 196 302 343 388 435 485 539 596 656 225 346 394 445 499 558 619 685 753 256 394 448 506 568 634 704 778 856 289 445 505 571 641 716 795 879 967 324 499 567 641 719 803 891 985 1 084 361 556 631 714 801 895 992 1 097 1207 400 616 700 791 888 992 1 100 1 216 1 338
Значения коэффициента а
« 125 153 184 220 256 294 335 380 426 472 524 577
Т а б л и ц a XV.20
Значения коэффициента 7
ft0 г 0 0,15 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4 0,45 0.5
т 0 34 80 156 270 429 640 911 1250
Таблица XV.21
Значения величины L
hu du Значения величины L при — е
0.45, 0,5 0,55 0,6 0,6&| °’7 0,75 0,8 | ,0,85(0,9 0,95 1
0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0
0,15 25 30 37 44 51 60 68 78 89 99 110 122
0,2 36 44 53 63 74 86 99 112 126 141 156 175
0,25 47 59 71 85 99 115 132 150 169 190 212 235
0,3 61 75 90 107 127 147 169 192 216 243 271 301
0,35 76 93 113 134 157 182 210 238 269 302 331 373
0,4 92 112 136 162 189 220 253 288 325 365 406 450
0.45 108 133 161 192 226 262 301 342 386 433 482 534
0,5 127 157 189 225 263 306 351 400 451 507 564 625
Т а б л и ц a XV.22
Значения величины А
h0 V Значения величины А при —=- 7о
0,4 | 0,5 0,6 1 °-7 1 °.8 1 О-9 1 1
0 0 0 0 0 0 0 0
0,15 135 169 202 236,2 270 304 337
0,2 240 300 360 420 480 540 600
0,25 375 469 562 656 750 844 937
0,3 540 675 810 945 1 080 1 215 1 350
0,35 735 919 1 102 1 287 1 470 1 653 1 838
0,4 960 1 200 1 440 1 680 1 920 2 160 2 400
0,45 1 215 1 520 1 822 2 125 2 430 2 735 3 040
0,5 1 500 1 875 2 250 2 625 3 000 3 375 3 750
§ 3. колонны
295
Таблица XV.23
Значения величины В
Ih/l'u d Значения величины В при —— е
0,45 | 0,5 | 0,55 | 0,6 | 0,65 | 1 °-7 0,75 | 0,8 0,85 1 °-9 1 0,95 0
0 126,5 156,5 189 225 264 306 352 400 452 506 564 625
0,15 164,8 203 246 292,5 343,5 398,5 457 520 586 657,5 734 812
0,2 177,5 218,5 265 315 370 429 492,5 560 632 710 790 875
0,25 190 234,5 284 338,5 996,5 460 527,5 600 677 760 846 937,5
0,3 202,5 250 302,5 360 422,5 490 562,5 640 722,5 810 902,5 1 000
0,35 215 265,5 321,5 382,5 449 520 597,5 680 767,5 860 959 1 061
0,4 228 281 340,5 405 475 550 632,5 720 812,5 910 1 015 1 125
0,45 240,5 296.5 359 427,5 501 5с0,5 667,5 760 857,5 950 1 071 1 185
0,5 253 312,5 - 378 450 528 612 703 800 904 1 010 1 128 1 250
при действии момента, приложенного на уровне верхней опоры (рис. XV.26,e),
Д+5
Хмо=ыГм- (XV-51)
В формулах (XV.33)—(XV.51) принимают:
значения коэффициентов а—по табл. XV.19; С — по формуле (XV.35), причем входящую в эту формулу величину R можно принимать по табл. XV.19;
значения величин 7—по табл. XV.20; L — по табл.
XV.21; Li — по формуле (XV.45); А и Б — по табл. XV.22 и XV.23.
Рис. XV.27. Расчетная схема конструкции здания с двухветвевыми колоннами
Если колонны рассчитывают как элементы рамы с шарнирными верхними узлами (рис. XV.27), реакцию верхней упругой опоры определяют по формуле
т
где Xq—реакция неподвижной опоры.
При одинаковых высоте и размерах поперечного сечения колонн коэффициент упругости ют по формуле
т—1
опоры определя-
(XV. 53)
колонны опре-
Р, приложенной
Изгибающие моменты в элементах деляют:
от действия вертикальной нагрузки по оси ветви (рис. XV.28), по формулам
Af0 — Хр h0; (XV. 54)
Л^ = 0,5Мо; (XV.55)
Ms = Xp-^ ; . Зп (XV. 56)
Mr = Xp^-fin (XV.57)
Рис. XV.28. Эпюры моментов в двухветвевой колонне от вертикальной силы, приложенной к одной ветви
от действия горизонтальной силы Т, приложенной в уровне верха верхней распорки (рис. XV.29), по формулам
Af0 — XT h0; (XV.58)
M°r = 0,5M0-, (XV.59)
(XV.60)
М,=(7--ХГ)Ь-; (XV.61)
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
296
от действия момента (рис. XV. 30) М, приложенного в уровне верхней опоры, по формулам
MQ = M-XMh'Q; (XV.62)
М° = 0,5Мо; (XV. 63)
hu
= (XV.64)
on
J“r h*UCr Wr = W -----'---
m
h3C 1 Ul
(XV. 66)
Рис. XV.31. Расчетная схема конструкции здания с двухветвевыми колоннами при действии ветровой нагрузки
11. Армирование колонн
Продольные стержни арматуры колонн рекомендуется принимать из горячекатаной стали периодического профиля, как правило, марки 25Г2С, а хомуты — из круглой стали марки Ст. 3 или из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки.
Рис. XV.29. Эпюра моментов в двухветвевой колонне от горизонтальной силы, приложенной на уровне верха верхней распорки
Рис. XV.30. Эпюры моментов в двухветвевой колонне от момента, приложенного в уровне верхней опоры
При действии на систему горизонтальной силы W, приложенной в уровне верха колонн (рис. XV.31), усилие, передаваемое на рассматриваемую колонну, определяют по формуле
Рис. XV.32. График изменения стоимости внецентренно сжатых колонн прямоугольного сечения при различных соотношениях стоимости бетона и стали
<ра — конструктивный коэффициент; Са —стоимость 1 т арматуры в руб.; Cg — стоимость 1 лс3 бетона в руб.
В колоннах одноэтажных производственных зданий, испытывающих действие изгибающих моментов, различных по знаку и близких по величине, рекомендуется применять симметричное армирование.
Для получения конструкции, наиболее экономичной по стоимости, следует назначать процент армирования сечений с учетом действующих соотношений цен на арматурную сталь и бетон; при этом для сечений, рассчитываемых по первому случаю внецентренного сжатия, можно пользоваться графиком, приведенным на рис. XV.32; для сечений, рассчитываемых по второму случаю внецентренного сжатия, процент армирования рекомендуется принимать возможно меньшим.
При пользовании графиком рис. XV.32 следует иметь в виду, что значительные отклонения от оптимального
ПО 1-f
Ло 2-2
По 4-4
§ 3. колонны
Рис. XV.33. Пример армирования колонны прямоугольного сечения для здания с кранами грузоподъемностью 30 т
Рис. XV.34. Пример армирования колонны двутаврового сечения для здания с кранами грузоподъемностью 30 т
ND CD
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
298
Таблица XV.24
Схема конструкции и показатели типовых колонн прямоугольного сечения для многопролетных одноэтажных бескаркасных производственных зданий (шаг колонн 6 лс)
Марка колонны Размеры колонны В JKJW Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Пролет цеха в м Расчетные нагрузки в кг/м* Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н b бетона в JH3 стали в кг от покрытия от подвесного транспорта
KIH-1 4 600 300 0,41 36 200 1.1 6 | 670 156 1 Кпг 7/к 3 /I/O ^nnnui ritf-f = -JTL * и кг .
12 | 480
KIH-2 5 600 0,5 42 1,3 6 670
KIH-7 5 800 400 0,93 61 2,3 12,18 и 24 | 670
12,18 и 24 | 480
KIH-8 KIH-9 6 800 1,09 69 72 2,7 12 | 670
12 1 18 и 24 480 | 670
18 и 24 | 480 иуии/тъ nuiiuinui Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-09, вып. I, Сборные железобетонные колонны одноэтажных производственных зданий с бескрановыми пролетами при шаге колонн 6 м\ разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/111 1958 г.
KIH-10 К1Н-11 7 800 1,25 85 90 3,1 12 и 18 | | 670
12 и 18 | 1 , 480 670
24 1 480
Примечания. 1. Колонны предназначаются для зданий с подвесным транспортным оборудованием, с тремя и более пролетами при покрытии из железобетонных или армопенобетонных плит для случая применения фундаментов с отметкой верха 0,15 лс, выполняемых при нулевом цикле производства работ.
2. Расчет произведен в соответствии с частью II СНиП и „Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55).* Ветровая нагрузка принята для I географического района.
3. Колонны армируются сварными каркасами. Продольная рабочая арматура колонн из стали периодического профиля марки 25Г2С.
Таблица XV.25
Схема конструкции и показатели типовых колонн прямоугольного сечения для многопролетных одноэтажных бескаркасных производственных зданий (шаг колонн 6 лс)*
Марка колонны Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Пролет цеха в м Расчетные нагрузки в кг' м? Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н b бетона в м3 стали в кг от покрытия от подвесного транспорта
ЮН-3 5 100 300 0,49 ! 1 51 200 1,2 1 1 6 1 1 670 156
KIH-4 5 600 0,54 53 1,4 б 1 | 670 к _ 1 S 1 1
12 1 | 480 ЛоН I ..
ЮН-5 6 100 0,58 56 1.5 6 1 670
-О
KIH-6 6 600 0,63 58 1,6 6 | 670
KIH-12 5 800 *400 0,96 74 2,4 12 и 18 1 670 - J'
12,18 и 24 | 480
ЮН 13
86 24 | 670
KIH-14 6 800 1,12 81 2,8 12 и 18 | 670
12,18 и 24 | 480
ЮН-15 300
24 1 670
ЮН-16 7 800 1,28 92 200 3,2 12 | 670 Средние колонны
12 | 480 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-Ю1-09, вып. I, Сборные железобетонные колонны одноэтажных производственных зданий с бескрановыми пролетами при шаге колонн 6 м; разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/1П 1958 г.
KIH-17 300 18 | 670
18 и 24 | 480
KIH-18 95
24 | 670
* См. примечания к табл. XV. 24.
§ 3. колонны
299
Таблица XV.25a
Схема конструкции и показатели типовых колонн прямоугольного сечения для многопролетных одноэтажных бескрановых производственных зданий
(шаг колонн по наружным рядам 6 лс, по внутренним рядам — 12 лс)*
Марка колонны Ряды колонн Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Ширина здания в м Пролет цеха в м Расчетные нагрузки в кг)м* Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н d бетона в стали в кг от покрытия от подвесного транспорта
KIVH-1 Наружные 7 850 400 1,25 90 200 3,14 До 72 12 670 J 156 По 1-1
/ 1 3
18 и 24 | 480
18 и 24 | । 670 йЗЗ
1
KIVH-2 104 От 84 до 126 12 и 18 | 670
18 | 480
KIVH-3 127 24 480
670
KIVH-4 Внутренние 7350 600 1,76 125 4,40 До 72 12 670
KIVH-5 300 18 и 24 480 Д^/UUrtUC и cj/curiuc Филиппа, Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-09, вып. IV, Сборные железобетонные колонны для одноэтажных производственных зданий с бескрановы-ми пролетами при сетке опор 12X12, 12X18 и 12Х Х24 м; разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/III 1958 г.
18 670
KIVH-6 145 | 200 От 84 до 126 12 670
KIVH-7 139 300 До 126 18 и 24 480
18 670
KIVH-8 180 От 84 до 126 24 670
* См. примечания к табл. XV.24. Таблица XV29
Схема конструкции и показатели типовых колонн двутаврового сечения для многопролетных одноэтажных производственных зданий, оборудованных мостовыми кранами (шаг колонн 6 л<)
Марка колонны Грузоподъемность крана в m Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
н I h | й» | d, | Л бетона в м3 стали в кг
K1IIH-I 5 1 । 8 800 | 5 800- 3 000 600 1,3 3,3
172 1 1 По 1-1
KIIIH-3 5 или 10 11 200 I 8 000 3 200 1,62 229 4,1
KIIIH-5 11 600 7 800 3 800 1,68 258 4,2
KIIIH-7 13 200 10 000 3 200 800 400 2,66 310 300 6,6 2 2 с По 2-2 ^^5
KIIIH-9 15 или 20 11 600 7 800 3 800 2,25 293 5,6
KIIIH-11 13 600 9 800 2,69 336 6,7
KIIIH-13 30 12 000 7 800 4 200 380 2,27 322 5,7
Типовые детали конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-09, вып. III, Сборные железобетонные колонны одноэтажных производственных зданий с крановыми пролетами при шаге колонн 6 м; разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/III 1958 г.
KIIIH-15 14 000 9 800 2,71 381 6,8
Примечания. 1. Колонны предназначены для зданий с тремя и более пролетами при покрытии из железобетонных или армопено-. бетонных плит и при пролетах до 24 м включительно для случая применения фундаментов с отметкой верха 0,15 м, выполняемых при нулевом цикле производства работ.
2. Расчет произведен в соответствии с частью II СНиП и „Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55)*. Ветровая нагрузка принята для I географического района. Расчетная нагрузка от покрытия принята: <7Макс = 670 кг!м2; %ин = 195 кг1мК
3. Колонны армируются вязаными каркасами. Продольная рабочая арматура колонн — из стали периодического профиля марки 25Г2С.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
300
Таблица XV.27
Схема конструкции и показатели типовых колонн двутаврового сечения для многопролетных одноэтажных производственных зданий, оборудованных мостовыми кранами (шаг колонн 6л)*
Марка колонны Грузоподъемность крана в т Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н h бетона в м3 стали в кг
KIIIH-2 5 8 800 5 800 3 000 600 1,64 228 300 4,1
/_ | d 2 и 5 По /-/ : По 2-2
Kill Н-4 5 или 10 И 200 8 000 3 200 1,98 310 400 5
KIIIH-6 И 600 7 800 3 800 2,01 316
К111Н-8 13 200 10 000 800 3 386 300 7,5
KIIIH-10 15 или 20 11 600 7 800 2,66 428 400 6,7
Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-09, вып. Ill, Сборные железобетонные колонны одноэтажных производственных зданий с крановыми пролетами при шаге колонн 6 л; разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/I1I 1958 г.
KIIIH-12 13 600 9 800 3,09 459 7,7
KIIIH-14 30 12 000 7 800 4 200 2,8 503 7
KIIIH-16
14 000 9 800 3,23 633 8,1
* См. примечания к табл. XV.26.
Таблица XV.28
Схема конструкции и показатели типовых колонн прямоугольного сечения для многопролетных одноэтажных производственных зданий, оборудованных мостовыми кранами (шаг колонн 6 л)*
Марка колонны Грузоподъем-ность крана в т Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес колонны в т Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н h dt d. бетона в м3 стали в кг
КПН-1 5 8 800 5 800 3 000 €00 400 1,97 189 200 4,9
f^_ 2_ -.1 По 1-1 По 2-2 Bi
КПН-З 5 или 10 11 200 8 000 3 200 2,54 255 6,4
KIIH-5 11 600 7 800 3 800 2,59 284 6,5 ) 2_
KIIH-7 13 200 10 000 3 200 800 3,76 300 9,4
K1IH-9 15 или 20 11 600 7 800 3 800 3,16 256 7,9
KI1H-11 13 600 9 800 3,8 318 9,5
KIIH-13 30 12 000 7 800 4 200 380 3.19 295 8 1иповые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-09, вып. 11, Сборные железобетонные колонны одноэтажных производственных зданий с крановыми пролетами при шаге колонн 6 м; разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7 III 1958 г. ।
KIIH-15 14 000 9 800 3,83 359 9,6
* См. примечания к табл. XV.26.
§ з. колонны
301
Таблица XV J9
Схема конструкции и показатели типовых колонн прямоугольного сечения для многопролетных одноэтажных производственных зданий, оборудованные мостовыми кранами(шагколонн 6 ж)*
Марка колонны Грузоподъемность крана в т Размеры колонны в мм Расход материалов на 1 колонну Марка бетона Вес ко • лонны в т Схема конструкции и наименование рабочих чертежей
Н h Ао d. бетона | в м3 1 стали 1 в кг
KIIH-2 5 8 800 5800 3 000 600 2,5 261 200 6,3 10f-f В
31 /
KIIH-4 5 или 10 11200 8 000 3 200 3,17 346 7,9
—шн
KI1H-6 11 600 7800 3 800 3,26 375 8,2
и •J
KIIH-8 13 200 10 000 3 200 800 4,35 392 10,9 2— 3 : По 2-2 §
£ _L
KI1H-10 15 или 20 11 600 7 800 3 800 3,79 416 300 9,5
K1IH-12 13 600 9 800 4,43 462 ПЛ
КПН-14 30 12 000 7 800 4 200 3,89 492 9,7 сонструкции зда-ерия КЭ-01-09, 1РчлАртпмик1Р кп-
ТИПОЕ НИЙ и с «..г. II »ые детали и ь ооружений, с CAnnULfP ШРЛ
КПН-16 14 000 9 800 4,53 529 11,3 лонны одноэтажных производственных зданий с крановыми пролетами при шаге колонн 6 м\ разработаны ГПИ Промстройпроект, утверждены Госстроем СССР 7/111 1958 г.
♦ См. примечания к табл. XV.26.
550
ПО 14
Рис. XV.35. Пример армирования двухветвевой колонны для здания с кранами грузоподъемностью 50 т
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
302
процента армирования (в 1,5—2 раза) слабо сказываются на изменении стоимости конструкции.
Колонны, не несущие крановых нагрузок, рекомендуется армировать сварными пространственными каркасами.
Для колонн прямоугольного сечения пространственные каркасы можно составлять из двух или четырех плоских сварных каркасов, изготовляемых на контактных точечных машинах.
Укрупнительную сборку каркасов (т. е. изготовление пространственного каркаса) можно производить при помощи подвесной сварочной машины или сварочной скобы.
При небольшом весе пространственных каркасов изготовление их возможно и на одноточечных стационарных или передвижных сварочных машинах.
Для колонн, несущих нагрузки от производственных кранов, рекомендуется применение вязаных арматурных каркасов.
Пример армирования вязаными каркасами колонны прямоугольного сечения приведен на рис. XV. 33, двутаврового сечения — на рис. XV.34 и двухветвевой колонны — на рис. XV. 35.
Данные о расходе материалов на типовые сборные колонны, расположенные с шагом 6 м, в продольном направлении, приведены в табл. XV.24—XV.29.
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
1. Типы конструкций
Для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетом до 18 м применяют, как правило, балки; при средних величинах расчетных нагрузок становится целесообразным применять наряду с фермами и балки также при пролетах до 24 м. Пролеты здания более 24 м рекомендуется перекрывать, как правило, фермами.
Тип несущих конструкций покрытий в каждом отдельном случае назначают в зависимости от величин действующих нагрузок, применяемых видов и марок стали и бетона, методов изготовления конструкций с учетом условий проектирования всего комплекса зданий на данной площадке.
Основные несущие конструкции покрытий могут быть предварительно напряженными и из обычного железобетона. Находят применение комбинированные конструкции, в которых сжатые и внецентренно сжатые элементы выполняют из железобетона, а растянутые — из стали.
Предварительно напряжение балки по виду армирования могут быть: струнобетонные, с пучковой и стержневой арматурой, а также непрерывно армированные. Балки с пучковой и стержневой арматурой могут быть составными — из блоков, изготовленных без предварительного напряжения. По очертанию различают балки двускатные (с переменной высотой сечения) или односкатные.
В предварительно напряженных фермах натяжению подвергают арматуру нижнего (растянутого) пояса, а иногда и отдельных сильно растянутых элементов решетки. Для предварительно напряженной арматуры принимают пучки из высокопрочной гладкой проволоки. В условиях агрессивной среды, а также исходя из требований огнестойкости вместо пучков применяются стержни периодического профиля из стали 30ХГ2С.
Фермы можно изготовлять цельные и составные—из двух половин и из отдельных блоков или из отдельных линейных элементов. По очертанию различают фермы сегментные, трапециевидные и с параллельными поясами.
Несущие конструкции при пролетах 12 м и более рекомендуется выполнять предварительно напряженными.
2. Основные конструктивные указания
При назначении основных габаритных размеров несущих конструкций покрытий необходимо соблюдать требование взаимозаменяемости конструкций с тем, чтобы можно было для данного пролета применять элементы конструкций различных типов (по армированию, по методу изготовления и т. д.) в зависимости от местных условий строительства, без изменения других элементов конструкций здания.
Уклон верхнего пояса для двускатных и односкатных несущих конструкций рекомендуется принимать одинаковый — равный 1:12.
Поперечное сечение балок принимают, как правило, с развитой сжатой и растянутой зоной (двутаврового типа); при небольших пролетах может оказаться оправданным также сечение с развитой сжатой зоной (тавровое). Элементы ферм рекомендуется выполнять прямоугольного сечения.
Размеры сечений конструкций устанавливают с таким расчетом, чтобы свести к возможному минимуму число типоразмеров опалубочных форм. Так, конструкции одного и того же вида (например, балки или фермы), предназначенные для перекрытия заданного пролета при различных нагрузках принимают по возможности одинаковых размеров, изменяя несущую способность конструкций за счет изменения площади сечения арматуры и марки бетона.
Необходимо стремиться к тому, чтобы в одних и тех же формах можно было изготовлять конструкции с различными видами армирования (например, предварительно напряженные балки с проволочной и стержневой арматурой, натягиваемой до бетонирования или балки со стержневой и пучковой арматурой, натягиваемой после бетонирования.
Рекомендуется принимать такие размеры сечения конструкций, чтобы отдельные элементы опалубки могли быть в максимальной степени использованы при изготовлении конструкций различных пролетов.
Ширину сечения верхнего пояса несущих конструкций покрытий по условиям опирания второстепенных элементов (плит, прогонов) рекомендуется принимать не менее 200 мм.
Толщину стенок балок при бетонировании их плашмя назначают не менее 60 мм, а при бетонировании в вертикальном положении — не менее 80 мм.
3. Предварительно напряженные балки с неанкерованной проволокой
и со стержневой арматурой, натягиваемой до бетонирования
Сечение балок рекомендуется двутавровое, причем размеры сечения (в целях уменьшения числа типоразмеров опалубочных форм) принимают одинаковыми для балок струнобетонных и со стержневой арматурой.
303
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИИ
15 15 15 20 20 20
Рис. XV.36. Расположение струн в балках а — при бетонировании плашмя; б — при бетонирова нии в вертикальном положении
На опорах балок следует предусматривать диафрагмы, обеспечивающие прочность и устойчивость балок при работе их на боковые горизонтальные усилия, действующие по верху балок, а также прочность их при про-
верке по горизонтальным сечениям на усилия, возникающие при передаче предварительных напряжений на бетон. При стержневой арматуре натяжению рекомендуется подвергать только нижнюю арматуру балок; в этом случае в верхней зоне балки должна быть предусмотрена обычная (ненапряженная) арматура с площадью сечения, достаточной для восприятия растягивающих усилий, возникающих при обжатии нижней зоны балки. Особое внимание должно быть обращено на обеспечение необходимой прочности балки по косым сечениям.
Стенки балок можно армировать плоскими сварными каркасами, состоящими из продольных и поперечных стержней; площадь сечения последних определяют расчетом на поперечную силу.
Для предварительно напряженной арматуры рекомендуется применять холоднотянутую высокопрочную проволоку периодического профиля.
В целях возможного уменьшения площади нижней уширенной части сечения балок проволочную арматуру рекомендуется размещать группами по 2—4 шт. Группы
Таблица XV.30
Схемы конструкций и показатели типовых двускатных предварительно напряженных балок* армированных высокопрочной проволокой
61 -24-1,2,3,4
Марка балки Размеры балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Расчетные нагрузки Наименование рабочих чертежей
1 Ьх Ь, бетона в ж3 стали в кг от покрытия в к. г 1м2 от подвесного транспорта
Б1-12-1 12000 280 170 1,65 87 400 4,1 350 | — Серия ПК-01-06 Выпуск 3 Железобетонные сборные несущие конструкции для покрытий с рулонной кровлей Балки предварительно напряженные струнобетонные для пролетов 12, 15, 18 и 24 м Разработаны проектным институтом № 1 Минстроя РСФСР при участии ВНИИ по строительству. Утверждены Госстроем СССР 29/1 1959 г.
Б1-12-2 108 550 j 350 1 2 по 3,9 т
Б1-12-3 139 550 | | 2 по 3,9 т
Б1-15-1 15000 320 2,20 1 | 145 5,5 1 350 . —
Б1-15-2 240 280 2,35 | 210 5,9 | 1 550 1 1 350 1 2 по 3,9 т
• Б1-15-3 2,42 | 258 6,0 1 550 | 2 по 3,9 т
Б1-18-1 18000 240 1 2,84 | 230 7,1 350 | —
Б1-18-2 400 280 | 1 3,07 358 7,7 550 I 350 | 3 по 3,9 т
Б1-18-3 422 | 500 550 1 3 по 3,9 т
Б1-24-1* 24000 240 1 4,67 | 396 1 1 400 । 11,7 | 350 | —
Б1-24-2* 280 4,78 464 500 12,0 450 —
Б1-24-3* 5о4 550 | —
Б1-24-4 £24 550 I —
1. Расстояние между балками 6 м.
2. Расчет произведен по СН 10-57. В расчетную нагрузку собственный вес балки не включен. Балки, отмеченные звездочкой, рассчитаны без учета нагрузки от торговой стенки фонаря и снегового мешка за ней.
3. Балки армированы высокопрочной проволокой периодического профиля по ГОСТ 8430-57. Ненапряженная арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С и холоднотянутой круглой проволоки по ГОСТ 6727-53.
4. Балки изготовляются стендовым способом с натяжением арматуры до бетонирования.
5. Пролет балки дан номинальный.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
304
. 360. 8 \30
По 3-3
Сварные каркасы ф 57 шаг 170
По 1-1
Сварной , . каркас ф 57 шаг 150 ±
2
010 пл
По 2-2
Сварной каркас ф5Г шаг 300
100
ПоЬ-Ь
25L 35
По 5-5
2057
60ч
010 ПЛ
Сварной f' каркас ф 57/ у шаг300
Сварной каркас 01 0 ПЛ \ "шаг 300 ±
/5
Сварной каркас
25
20
16ф5тл
6805ТП
Рис. XV.37. Пример армирования струнобетонной балки, бетонируемой в положении плашмя
Проволоки располагаются в горизонтальной плоскости при бетонировании балок плашмя и в вертикальной плоскости — при бетонировании балок в вертикальном (рабочем) положении (рис. XV. 36).
При проектировании балок должна быть предусмотрена возможность тщательного заполнения бетоном формы. Поэтому, если бетонирование балок ведется в вертикальном положении (бетонную смесь укладывают в нижний пояс балки через стенку, и контроль за заполнением форм в процессе бетонирования крайне затруднен), расстояние в свету между струнами нижней арматуры по горизонтали рекомендуется принимать не менее 20 мм, а по вертикали 10—15 мм; если бетонирование балок ведется плашмя (бетонную смесь укладывают непосредственно в пояс балки и контроль за заполнением пространства между струнами значительно облегчается), расстояние между струнами в свету по вертикали (в положении балки плашмя — по горизонтали) может быть уменьшено до 15 мм, а по горизонтали до 10 мм.
Бетон для струнобетонных балок применяют преимущественно марок 400 и 500. Прочность бетона при отпуске арматуры рекомендуется принимать равной примерно 70% от проектной. Допускается применять для струнобетонных балок (при статической нагрузке) бетон марки 300 и прочности бетона в момент передачи на него
сжимающих напряжений 200 кг/см2-, в этом случае расстояние в свету между отдельными струнами периодического профиля в группе рекомендуется принимать не менее 5 мм.
Схемы конструкций и показатели двускатных балок даны в табл. XV.30. Пример армирования струнобетонных балок приведен на рис. XV.37.
В зарубежной практике отдельные проволоки часто заменяют прядями, состоящими из семи проволок, свитых вместе. Пряди позволяют более компактно разместить большое число проволок и обеспечивают как самозаанкеривание арматуры, так и хорошие условия для бетонирования балок. Пряди изготовляются на проволочных заводах и в готовом виде поступают к месту изготовления железобетонных конструкций.
Для балок со стержневой арматурой рекомендуется применять преимущественно низколегированную сталь периодического профиля марки 30ХГ2С, а также низколегированную сталь периодического профиля марки 25Г2С, подвергнутую упрочнению вытяжкой.
Схемы конструкций и показатели таких балок, бетонируемых в вертикальном положении (на ребро), даны в табл. XV.31.
01 ж
§
------------------------------woo
ло
11
п
По 3-3
По 4-4
Сварной *аркас<М1т~ ЧОО -шаг 150 'г
Xo^qfVQi фб^ *- <*00 — шиг50 | 1
л
260^
□г
Сварной
606
J
иол
5 0320/1
ЛО 25~
*ао*ос фг2/1Л шаг 100 .
> 04Г
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
400
300
Сварной каркас ф12 ПЛ шаг!00
4g /001
<40
59 «м
'$8ПЛ шаг 120
70,
..[70^^
1 l/r NJ Сварной
<0 ЧТО 240 каркас 0
шаг 195
Рис. XV.38. Пример армирования цельной предварительно напряженной балки со стержневой арматурой
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
306
Т а б л и ц а XV.31
Схемы конструкций и показатели типовых двускатных предварительно напряженных балок со стержневой арматурой
Марка балки Размеры балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Расчетные нагрузки Наименование рабочих чертежей
1 ь, ъ> бетона в м' стали в кг от покрытия в кг, м: от подвесного транс- 4 порта
Б4-12-1 12 000 280 170 1,65 127 400 4,1 350 550 350 550 2 по 3,9 т 2 по 3,9 in Серия ПК-01-05 Выпуски 6 и 7 Железобетонные сборные несущие конструкции для покрытий с рулонной кровлей Балки предварительно напряженные стендового изготовления со стержневой арматурой для пролетов 12, 15, 18 и 24 м Разработаны проектным институтом № 1 Минстроя РСФСР при участии ВНИИ по строительству Утверждены Госстроем СССР 12. V 1959 г.
Б4-12-2 153
Б4-12-3 197
Б4-15-1 15 000 320 2,20 219 5,5 350 ' 1 -
Б4-15-2 240 2,35 301 5,9 г 50 350 550 2 по 3,9 т 2 по 3,9 т
Б4-15-3 373
Б4-18-1 18 000 2,84 341 7,1 7,5 7,7 350 550 350 550 3 по 3,9 т 3 по 3,9 т
Б4-18-2 400 2,98 474
Б4-18-3 280 3,7 583 500
Б4-24-1* 24 000 240 4,67 604 400 11,7 | 350 —
Б4-24-2* 280 4,78 735 12,0 450 —
Б4-24-3* 884 500 550 —
Б 4-24-4 1 054 550 1 —
1. Расстояние между балками 6 м.
2. Расчет произведен по СН 10-57. В расчетную нагрузку собственный вес балки не включен. Балки, отмеченные звездочкой, рассчитаны без учета нагрузки от торцовой стенки фонаря и снегового мешка за ней.
3. Балки армированы стержнями периодического профиля из стали марки 30ХГ2С. Ненапряженная арматура — из горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С и холоднотянутой круглой проволоки по ГОСТ 6727-53.
4. Пролет балки дан номинальный.
5. В выпуске 7 разработаны укороченные балки пролетами 12, 15 и 18 м для случая опирания их на подстропильные конструкции по серии ПК-01-17, вып. 1. J
Пример армирования балки со стержневой арматурой из стали марки 25Г2С, подвергнутой упрочнению, приведен на рис. XV. 38.
4. Балки со стержневой и пучковой арматурой, натягиваемой после бетонирования
Такие балки находят применение в тех случаях, когда завод или полигон не оборудован стационарными натяжными установками, передающими усилия от предварительно напряженной арматуры на упоры. В балках во время бетонирования образуют отверстия (каналы) путем укладки резиновых шлангов, которые в последующем после бетонирования извлекаются; каналы в балках можно образовать и другими способами: при помощи извлекаемых из бетона стальных труб или спиральной проволоки, тонких трубок из кровельной стали и др. После достижения бетоном балки необходимой прочности (примерно 0,7/?) в каналы вводят стержни или пучки арматуры и производят их натяжение. В случаях, когда применяют пучки заводского изготовления в обо-
лочках из гофрированной стали или другого материала, их закладывают в балку до бетонирования. Для натяжения стержневой арматуры применяют обычные гидравлические домкраты; концы стержней арматуры должны иметь винтовую нарезку с гайкой и прокладкой. После натяжения стержня домкратом с упором на балку, гайку с прокладкой прижимают к бетону и плотно к нему подтягивают; таким образом производится анкеровка натянутых стержней.
Аналогичным образом натягивают и пучки, если концы проволок зажаты в гильзе с нарезным стержнем. Однако чаще пучковую арматуру натягивают и заанкерива-ют при помощи домкрата двойного действия: ходом одного поршня арматуру натягивают, а обратным ходом второго поршня запрессовывают клиновой вкладыш, заанкеривающий проволоку пучка.
После натяжения арматуры производят инъецирование в каналы балок цементного теста или раствора.
Поперечное сечение балок принимают двутавровым. В концевых участках балки часть нижних стерж-. ней или пучков переводят в верхнюю зону, что позволяет
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ
использовать их при расчете на поперечную силу и одновременно более равномерно передать усилия на балку в опорном сечении.
5. Составные предварительно напряженные балки
Наиболее распространенным типом составных балок являются балки, образуемые из блоков двутаврового сечения с торцовыми диафрагмами. Длина блока принимается обычно 3 -и. В каждом блоке устраивают каналы — прямолинейные и криволинейные (только в первом и втором блоках от опоры). Блоки объединяются в балку путем натяжения стержневой или пучковой арматуры, пропускаемой через каналы. Перед натяжением арматуры швы между блоками (8—15 мм) заполняют цементным тестом или раствором, а верхние полки соединяют стальными накладками на сварке. Арматуру можно натягивать при достижении цементным тестом или раствором прочности 100—150 кг/см2. После натяжения арматуры в каналы инъецируют цементное тесто или раствор. Натяжение и анкеровку арматуры осуществляют теми же способами, что и в цельных балках.
КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
- —....................................... 307
Составные балки рассчитываются на трещиностойкость между швами и на прочность как монолитные. Трещиностойкость в сечении по шву проверяют без учета сопротивления бетона при растяжении. В целях повышения трещиностойкости составных балок за счет исключения в значительной мере явлений ползучести от предварительного натяжения арматуры рекомендуется по возможности сокращать время между сборкой балок и установкой их на место.
Основным преимуществом составных балок из блоков является возможность механизированного изготовления элементов на заводах; доставку сравнительно небольших элементов балок к месту сборки можно производить любым видом транспорта и на достаточно большие расстояния.
Однако трудоемкость сборки таких балок довольно значительна, и проведение этого процесса на строительной площадке увеличивает построечную трудоемкость конструкций и снижает возможные темпы монтажа. В особенности это относится к условиям сборки в зимних условиях.
Схема конструкций и показатели составных балок из блоков длиной 3 м даны в табл. XV.32.
Пример конструкции составной балки, армированной пучковой арматурой, приведен на рис. XV. 39.
По 1-1
ъль
5Л 5
Арматурные пучки
11
оо^ГгвЬ^яо', 90
По2-2^80^-
6Л 7 , Л
I— Оси симметрии
По 3-3
30 70 • 30,70
уоо 2900
3000
2900
100
блок 6Л 4 -----ё----2970
Де’
—U— 3000 —4- 3000
—_--------17600---------
----------18000---------
По5-5
По Ь-b 280
12ф5ТВГ
.70
60
120
<2>9Т
7Г
55
047 15
04Т
2&/0П~
7
047
__\_0т8ерстия для пучков'
2896
По 6-6
80 £ г (Ь
55
По 7-7
Тзобd №>
2896 ____________
-4 280
Арматурный пучок -------------------18120 160----------------/12Ф5ТВ
>7720
±±1 /оо
404 7 И
Рис. XV.39. Пример армирования составной предварительно напряженной балки с пучковой арматурой
20*
308
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Таблица XV.32
Схемы конструкций и показатели типовых двускатных предварительно напряженных балок, собираемых из блоков
Схема конструкции Марка балки Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Нормативные нагрузки Наименование рабочих чертежей
бетона в ж3 стали в кг ] от покры- i тия в 1 кг м- от подвесного транспорта в т
БНСД-12-1 1,7 263 234 300 4,25 5,35 290 — Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия ПК-01-07, вып. 1 и 2, Железобетонные сборные несущие конструкции для покрытий с рулонной кровлей. Балки предварительно напряженные, собираемые из блоков, для пролетов 12, 15 и 18 м: разработаны проектным институтом № 1 Минстроя СССР при участии НИИ-200; утверждены Г осстроем СССР, вып. 1—7/IV 1956 г., вып. 2—29/XJ 1956 г.
балки бНСД-12-1,2,3 1.1:12 . / БНСД-12-2 301 450 380 290 < Две по 3
U 12000 - 244
1'0 1-1 -4 БНСДЧ2-3 331 450 . . 3
271 380 . . з
балки бНСД’15-1,2,3 БНСД-15-1 2,14 376 301 290 —
БНСД-15-2 438 400 450 380 —
5-1 'i 1 L 15000 4 По 2-2 -4- зооо 358 290 450 Две по 3 „ . 3
БНСД-15-3 507 398 380 „ „ 3
Fin Пмп /97/. БНСД-18-1 2.56 514 398 6,4 290 —
, -1.12. -—г- ==П1-' БНСД-18-2 596 380 —
ИЖА—-|1Г° 461
БНСД-18-3 БНСД-18-4 3,08 653 484 7,7 450 290 Три по 3
-1 L 10000 1 ПоЗ-З —Тооо^--дооо^~зто^~^о^
763 450 „ Я 3
56С 380 „ - 3
Примечания. 1. Расстояние между балками 6 м.
2. Расчет произведен по „Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (И148-52/МСПТИ).* В нормативную нагрузку, указанную в таблице, собственный вес балки не включен.
3. Армирование балок дано в двух вариантах:
а) стержнями периодического профиля из стали марки 25Г2С, подвергнутой механическому упрочнению вытяжкой (вып. 1),
б) углеродистой высокопрочной гладкой проволокой по ГОСТ 7348-55 в виде пучков с опрессованными гильзами (вып. 2).
Натяжение арматуры производится при укрупнительной сборке.
4. Расход стали дан в виде дроби, числитель которой относится к балкам со стержневой арматурой, а знаменатель—к балкам с пучковой арматурой.
Продет балки дан номинальный.
§4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
309
Рис. XV.40. Пример армирования составной балки из предварительно напряженных элементов
1 — предварительно напряженные железобетонные элементы в виде брусков, заранее приготовленные и укладываемые при бетонировании; 2 — стальные накладки; 3— монтажные сварные швы; 4 — непрерывная предварительно напряженная арматура
Другим примером составных балок могут служить балки, образованные из отдельных предварительно напряженных элементов, изготовленных на заводах или полигонах, оборудованных поворотными столами, предназначенными для непрерывной намотки напряженной высокопрочной проволоки. По условиям изготовления размеры элементов не превышают 9 м; поэтому балки пролетом 12 и 18 м образуются из двух элементов,— пролетом 24 м — из трех. Отличительной особенностью предварительно напряженных элементов балок является возможность применить в них предварительно напряженную арматуру не только продольную, но и поперечную, и, таким образом, осуществить двухосное обжатие бетона, что существенно улучшает условия работы балки и позволяет снизить расход стали на поперечное армирование.
Отдельные напряженно армированные элементы соединяют между собой с помощью сварки, что является недостатком таких балок. Пример армирования составной балки из предварительно напряженных элементов приведен на рис. XV.40.
В этих балках для поперечного армирования в при-опорной зоне применяются закладные предварительно напряженные элементы в виде брусков с двумя скошен
ными углами (скосы сделаны для исключения попадания гравия между плоскостью виброштампа и бруска). Введение брусков вместо напряженной поперечной арматуры упрощает процесс навивки проволоки. Экспериментальная проверка такого способа поперечного армирования дала положительные результаты.
На предприятиях, оснащенных машинами ДН-7 для непрерывного армирования, можно будет изготовлять цельные непрерывно армированные балки.
6. Фермы из обычного железобетона
Фермы из обычного железобетона не рекомендуются для широкого применения и могут быть допущены в исключительных случаях при специальном обосновании. На практике нашли применение сборные железобетонные шпренгельные фермы пролетом 12, 15 и 18 м и фермы, образованные из отдельных треугольных элементов, пролетом 18 и 24 м. Шпренгельные фермы являются комбинированной конструкцией, так как они образуются из железобетонных верхних поясов и стоек и стального нижнего пояса (рис. XV.41). Принятый способ членения конструкции позволяет перенести изготовление железобетонных элементов на завод, так как элементы поясов пред-
310
ГЛАВ4 XV. СВОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Рис. XV.41. Армирование конструкции узлов’железобетонной шпренгельной фермы пролетом 18 м
верхний железобетонный пояс фермы; 2 — железобетонная стойка; 3 —монтажный болт; 4 — петли для подъема фермы; 5 —сварной каркас
ставляют собой балки таврового сечения длиной от 6 до 9 м (для пролетов 12—18 м), а стойки — бруски прямоугольного сечения.
Стальной нижний пояс соединяется с железобетонными элементами посредством приварки стальных элементов к закладным деталям железобетонных поясов и стоек. Конструкция узлов показана на рис. XV.41.
Фермы собирают в вертикальном положении па призаводских площадках или на строительной площадке у места установки, если доставка целых ферм почему-либо затруднительна.
Шпренгельная ферма является статически определимой конструкцией. Расчетная схема приведена на рис. XV.41.
- Показатели шпренгельных ферм пролетом 18 м приведены в табл. ХУ.ЗЗ.
Достоинствами таких ферм являются: небольшой вес их; простая форма элементов, позволяющая изготовлять их на любом заводе железобетонных конструкций; относительно несложная сборка и устойчивость ферм при монтаже. Недостатком их является наличие ломаного нижнего пояса, из-за чего не обеспечивается взаи
мозаменяемость этих ферм с другими типами конструкций. Расход стали, в особенности при пролетах 12 лц довольно значителен из-за применения обычной стали марки Ст. 3 (для стального пояса и большого числа закладных деталей).
Другим типом ферм из обычного железобетона являются составные фермы, образованные из отдельных железобетонных треугольников, включающих элемент верхнего пояса, два раскоса и стойку; нижний пояс применяется стальной. Элементы составной фермы соединяются при помощи сварки.
Схема конструкции фермы и показатели составных ферм пролетом 24 м даны в табл. XV.34.
Недостатком таких ферм является громоздкость треугольных элементов, изготовлять которые в заводских условиях невыгодно, так как производственные площади цеха и пропарочных камер в этом случае используются не полностью. При изготовлении таких ферм на полигонах их элементы, наоборот, слишком мелки, что приводит к необходимости затрачивать материалы и труд на лишние стыки элементов.
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
Показатели типовых шпренгельных ферм пролетом 18 м
— 311
Таблица ХУ.ЗЗ
Марка фермы Для пролета Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в т Расчетные нагрузки Наименование рабочих чертежей
бетона в м3 стали в кг от покрытия в кгм- от подвесного транспорта в т
Ф18- 1 Без фонаря 1,938 590 300 5,39 320 Типовые детали и конструкции зданий
Ф18- 2 1,938 622 300 5,44 400 — и сооружений, серия ПК-01-03, Железо-
Ф18- 3 1,938 729 300 5,49 480 — бетонные сборные несущие конструкции
Ф18 4 Ф18- 5 Ф18- 6 С фонарем 1,938 1,938 1,938 659 788 897 300 300 300 5,39 5,44 5,49 320 400 480 — покрытий с рулонной кровлей для одноэтажных производственных зданий с внутренним отводом воды; разработаны Ги-протис; утверждены Госстроем СССР 23,'VIII 1952 г.
Ф18- 7 Без фонаря 1,938 954 300 5,52 320 Три по 3,7
Ф18- 8 1,938 1 043 300 5,59 400 „ . 3,7
Ф18- 9 1,938 1 157 300 5,67 480 „ „ 3,7
Ф18-Ю С фонарем 1,938 954 300 5,52 320 „ „ 3,7
Ф18-11 1,938 1 099 300 5,56 400 „ „ 3,7
Ф18-12 1,938 1 186 300 5,50 480 „ . 3,7
Примечания. 1. Расстояние между фермами 6 м.
2. Расчет произведен по специальным техническим условиям применительно к „Строительным нормам и правилам". В расчетную нагрузку, указанную в таблице, собственный вес ферм не включен.
3. Верхний пояс ферм армируется сварными каркасами и сетками. Стойки армируются вязаными каркасами. Для армирования применена горячекатаная сталь периодического профиля марки Ст. 5, гладкая марки Ст. 3 и холоднотянутая низкоуглеродистая круглая проволока по ГОСТ 6727-53. *
Таблица XV.34
Схема и показатели типовых, собираемых из блоков ферм пролетом 24 м со стальным
нижним поясом
Марка фермы Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в tn Расчетные нагрузки Наименование рабочих чертежей
бетона в мя стали в кг от покрытия в кг'м- от подвесного транспорта в т
ФД-24-1 2,8 1 281 300 7,7 350 Четыре по 3,8 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия ПК-01-10, вып. 1;
ФД-24-2 2,8 1 404 300 7,8 450 . . 3,8 Железобетонные сборные несущие конструкции покрытий с рулонной кровлей
ФД-24-3 2,8 1 443 400 7,9 550 „ „ 3,8 для одноэтажных производственных зданий; разработаны Гипроавиапромом
Примечания. 1. Расстояние между фермами 6 м.
2. В величины расчетных нагрузок, указанные в таблице, не включен собственнь^й вес ферм.
3. Элементы ферм армируются сварными каркасами с применением низколегированной стали периодического профиля марки 25 Г2С.
7. Фермы из предварительно напряженного железобетона
Конструкции ферм, отдельные элементы которых предварительно напряжены, весьма разнообразны. Наиболее рациональными из них по распределению материала являются сегментные фермы с ломаным или криволинейным верхним поясом. В таких фермах, как известно, решетка обычно работает с небольшими усилиями, а нижний прямолинейный пояс, в котором растягивающие усилия почти постоянны, легко может быть обжат высокопрочной арматурой. Кроме того, строительная высота сегментных ферм на опоре значительно меньше, чем
трапециевидных, что позволяет уменьшить расход стеновых материалов. Схемы конструкций сегментных ферм с криволинейными панелями верхнего пояса (иногда называемых также арочными), а также показатели по ним приведены в табл. XV.35. Показатели относятся к цельным фермам и фермам, образованным из двух половин, объединенных сквозными арматурными пучками нижнего пояса или сваркой закладных деталей нижнего пояса. Криволинейность пояса уменьшает изгибающие моменты в нем от внеузлового загружения, что позволяет увеличить панели пояса и сделать более редкой решетку ферм. Изготовление сегментных ферм предполагается на полигонах. Наряду с положитель-
. ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
312
Таблица XV.35
Схемы конструкций и показатели предварительно напряженных сегментных ферм с криволинейными панелями верхнего пояса
Схема конструкции Тип фермы Марка фермы Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в т Расчетные нагрузки
от покрытия в кгм от подвесного транспорта в т
бетона в ж‘ стали в кг
Цельные ФА6-18-1 2,07 313 300 5,2 350 —
ФА6-18-2 330 400 450
р ФА6-18-3 2,36 395 5,9 550 350 Три по 3,9
laUUU
х200 ФА6-18-4 407 450 - - 3,9
ФА6-18-5 430 550 - - 3,9
Цельные ФА6-24-1 ФА6-24-2 3,68 564 595 400 ~о00 9,2 350 450 —
ФА6-24-3 ФА6-24 -4 ФА6--24-5 4 732 803 839 10 550 350 Четыре по 3,9
450 550 - , 3,9 - - 3,9
Составные из двух полуферм с пучковой арматурой на всю длину ФАП6-24-1 ФАП6-24-2 3,68 693 724 400 9,2 350 450 —
ФАП6-24-3 ФАП6-24-4 ФАП6-24-5 4 853 914 10 550 350 Четыре по 3,9
4501 „ 3,9
Г 12
945 500 550 - „ 3,9
j— £4UJU ~ *4 .200
Составные из двух предварительно напряженных половин с рабочим стыком ФАС6-24-1 ФАС6-24-2 3,68 673 705 400 9,2 350 450 —
ФАС6-24-3 ФАС6-24-4 4 889 966 10 550 350 450 Четыре по 3,9 - 3,9
ФАС6-24-5 998 500 550 - - 3,9
Составные из двух полуферм с пучковой арматурой на всю длину ФАП6-30-1 ФАП6-30-2 5,6 919 977 400 14 350 450 —
ПоЗ-З fi 1 j ~1^~======г^'—^ ФАП6-30-3 ФАП6-30-4 ФАП6-30-5 6,32 1 150 1 131 1 219 15,8 550 450 550 6 6
Составные из двух предварительно напряженных полуферм с рабочим стыком ФАС6-30-1 ФАС6-30-2 5,6 920 980 14 350 450 —
13 ълллл
ФАС6-30-3 ФАС6-30-4 ФАС6-30-5 6,32 1 281 1 261 1 333 15,8 550 450 550 6 6
Примечания. 1. Рабочие чертежи—см. „Типовые детали и конструкции зданий и сооружений", серия ПК-01-28, вып. 1—IV -Железобетонные сборные предварительно напрякенные арочные фермы для покрытий с рулонной кровлей, пролетом 18, 24 и 30 лс“, разработаны ГПИ Промстройпроект при участии НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 5/XI 19о8 г.
2. Фермы предназначаются для покрытий из железобетонных или армопенобетонных плит размером 1,оХб и 3x6 ж, с кровлей из рулонных материалов. Расстояние между фермами 6 м.
3. Расчет произведен в соответствии с „Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкции НиТУ 123-55)’ и „Инструкцией по проектированию предваритеьно напряженных железобетонных конструкций (СН 10-57)“. В расчетную нагрузку, указанную в таблице, собственный вес фермы не включен.
4. Нижний пояс армирован пучками из высокопрочной гладкой проволоки (ГССТ 7348-55).
5. Пролет фермы дан номинальный.
Таблица XV.36
Схемы конструкций и показатели предварительно напряженных сегментных ферм с прямолинейными
панелями верхнего пояса
Схема Тип фермы Марка фермы Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в т Расчетные нагрузки
бетона в ж3 стали в кг от покрытия в кг/м2 от подвесного транспорта в т
! По 1-1 Цельные ФСЦ6-18-1 ФСЦ6-18-1А 1,72 1.74 338 390 300 4,3 350 —
ФСЦ6-18-2 ФСИ6-18-2А 1,72 1.74 350 402 400 450 —
1
ФСЦ6-18-3 ФСЦ6-18-ЗА 1,9 1,92 433 506 300 4,8 550 350 Три по 3,9
200.
ФСЦ6-18-4 I ФСЦ6-18-4А 1 I 1.9 1 1.92 391 446 400 450 | . п 3,9
ФСЦ6-18-5 I ФСЦ6-18-5А | 1’92| 445 518 550 | „ „ 3,9
ФСЦ6-24-1 I ФСН6-24-1А | 1 з'5з| 621 643 300 8 8 350 1 -
ФСЦ6-24-2 ФСЦ6-24-2А 3,5 I 3,53| 621 643 450 1 -
Цельные ФСЦ6-24-3 ФСЦ6-24-ЗА 4 4,03 689 691 400 10 550 350 Четыре по 3,9
ФСЦ6-24-4 ФСЦ6-24-4А 4,<в| 766 767 450 „ 3,9
ФСЦ6-24-5 ФСЦ6-24-5А 4,0з| 799 800 500 550 | „ 3,9
Составная ФСС6-24-1 ФСС6-24-1А 3.631 3.661 741 763 , 300 а 1 350 |
12 П° Z-Z? из двух предвари- ФСС6-24-2 1 ФСС6-24-2А | 13,631 | 3,6б| 741 [ 763 У» 1 450 | i -
тельно на- ФСС6-24-3 I 4,131 845 550 |
пряженных ФСС6-24-ЗА | 4,16| 847 400 350 1 Четыре по 3,9
половин с ФСС6-24-4 I 4,131 922 1Л Q лгл 1 о Q
рабочим ФСС6-24-4А | 4,1б| 924 4OU | я * ОуУ
1 2 77 стыком ФСС5-24-5 гЬГ'СЛ О Л СД 4,131 A 1R 951 | 956 500 530 | . . 3,9
..... z ццц .. 4 9 Ю |
ФС116-24-1 ФСП6-24-1А 3.63I 3,66| 771 1 793 | 300 9,1 350 1 -
Составная из двух по- ФСП6-24-2 ФСП6-24-2А 3,63| 3,66| 1 771 793 450 1 -
ловин, с пучковой арматурой ФСП6-24-3 ФСП6-24-ЗА 4,13 4,16 834 836 400 550 350 Четыре по 3,9
на всю длину ФСП6-24-4 ФСП6-24-4А 4,131 4,1б| 894 896 10,3 450 . . 3,9
ФСП6-24-5 ФСП6-24-5А 4,13| 4,161 925 1 I 927 | 500 550 . „ 3,9
Составная из двух предварительно напряженных половин с рабочим стыком ФСС6-30-1 I ФСС6-30-1А | I 6,08 | 6,12 1 041 I 1 115 | 300 15,2 350 —
ФСС6-30-2 1 ФСС6-30-2А | 6,08 6,12 1 067 1 139 400 450 350 6
ФСС6-30-3 I ФСС6-ЗО-ЗА | I 6,081 |б,12| 1 243 1 328 450 1 6
ПоЗ-З s / ио ФСС6-30-4 ФСС6-30-4А | 1 6,761 | 6,Р0| | 1 219 | 1 288 17 550 1 -
ФСС6-30-5 ФСС6-30-5А I 6,761 1 6,801 I 1 216 | 1 264 500 550 । 1 6
Составная из двух половин с пучковой арматурой на всю длину ФСП6-30-1 ФСП6-30-1А 6,08] 6,12] 1 996 | 1 070 300 15,2 350 —
р 38000 — Ф СПб-30-2 ФСП6-30-2А 6,08 6,12 | 1 049 | 1 121 400 450 350 6
ФСП6-30-3 ФСП6-ЗО-ЗА 6,081 6,12 | 1 176 | 1 261 450 6
ФСП6-30-4 ФСП6-30-4А I 6,761 1 6,80 | 1 187 1 1 255 17 550 1 -
ФСП6-30-5 ФСП6-30-5А | 6,76 1 6,80 I 1 1J-3 1 1 231 500 550 1 6
Примечания: 1. Рабочие чертежи — см. .Типовые детали и конструкции зданий и сооружений", серия ПК-01-27, вып. I—IV, .Железобетонные сборные предварительно напряженные сегментные фермы для покрытий производственных зданий пролетом 18, 24 и 30 ж, с шагом колонн 6 мл, разработаны Гипротисом и ГПИ Ленинградский Промстройпроект при участии НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 5/XI 1958.
2. Фермы предназначаются для покрытий из железобетонных или армопенобетонных плит, с кровлей из рулонных материалов. Расстояние между фермами 6 м. Фермы с индексом А предназначаются для покрытий из плит размером 1,5x6 м, фермы без индекса—для покрытий из плит размером 3x6 м.
3. Расчет произведен в соответствии со СНиПом, .Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123-55)" и .Инструкцией по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (СН 10-57)*. В расчетную .нагрузку, указанную в таблице, собственный вес фермы не включен.
4. Нижний пояс армирован пучками из высокопрочной гладкой проволоки (ГОСТ 7348-55). Верхний пояс и решетка армированы сварными каркасами с применением горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С.
5. Пролет фермы дан номинальный.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
314
Рис. XV.42a. Конструкция предварительно напряженной сегментной фермы с прямолинейным верхним поясом пролетом 30 м. Опалубочные размеры и поперечные сечения
Узеп 6
Рис. XV.426. Конструкция предварительно напряженной сегментной фермы с прямолинейным верхним поясом пролетом 30 м. Детали армирования узлов
1 — сварной каркас; 2 — сварная сетка; 3 — пучки предварительно напряженной арматуры; 4 — закладная деталь
§ 4 ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
315
ними качествами ферм с криволинейным поясом они имеют некоторые недостатки, в частности криволинейность элемента усложняет опалубку и армирование, тем более, что точность изготовления криволинейного пояса должна быть высокой, так как незначительные изменения кривизны пояса могут вызвать существенные изменения изгибающих моментов; исключается возмож-
а)
Рис. XV.42b. Конструкция предварительно напряженной сегментной фермы с прямолинейным верхним поясом пролетом 30м.
Детали узлов а — опорный узел; б — стык полуферм; 1 — бетон марки 200; 2 — монтажная сварка
ность применения типовой стальной щитовой опалубки на криволинейных участках; уклон кровли на при-опорных участках (в крайних панелях) доходит до 1:3, что ухудшает эксплуатационные качества кровли.
Сегментные фермы с прямолинейными участками верхнего пояса устраивают с размерами панелей 3 м. В этом случае при применении для покрытия наиболее экономичных крупноразмерных плит размерами 3X6 м местный изгиб верхнего пояса фермы исключается.
Уклон среднего участка верхнего пояса принимают 1 : 12; длина этого участка равна ширине фонарной надстройки, т. е. при пролете 18 м—6 м и при пролетах 24 и 30 м —12 м. Таким образом, конструкции фонарей могут быть приняты одинаковыми как при балочных конструкциях, так при сегментных и других типах ферм, имеющих уклон верхнего пояса 1 : 12. Следующие панели верхнего пояса, за исключением крайней, имеют уклон 1:4. Во избежание больших уклонов кровли в крайней панели, на опоре фермы предусмотрена небольшая стойка, на которую устанавливается один угол
Т а б л и ц a XV.37
Схемы конструкций и показатели типовых предварительно напряженных сегментных ферм с прямолинейным поясом при расстоянии между фермами 12 м
, Фермы ДФ30-12-1, ЛФЗО-12-2
! р
L.—,------------------ 30000 ----------------'--------J
Марка фермы Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в т Расчетные нагрузки от покрытия в кг!м'1 Наименование чертежей
бетона В М* стали в кг
АФ24-12-1 ЛФ24-12-2 АФЗО-12-1 АФЗО-12-2 4,68 5.14 8,37 9,4 1 060 1 280 1 620 2 000 400 400 400 400 11,7 12,82 20,9 23,5 350 450 350 450 Техническое решение Ги-протис
Примечания. 1. Фермы предназначаются для покрытия с кровлей из рулонных материалов.
2. В расчетную нагрузку, указанную в таблице, собственный вес ферм не включен.
3. Нижний пояс армирован предварительно напряженной арматурой в виде пучков из углеродистой высокопрочной гладкой проволоки по ГОСТ 7348-55. Верхний пояс и решетка армированы сварными каркасами и сетками с применением стали периодического профиля марки 25Г2С и холоднотянутой проволоки по ГОСТ 6727-53.
плиты, опирающейся другим углом на крайний узел в пролете. Высота опорной стойки принята 800 мм. В этом случае уклон кровли и на опорных участках равен примерно 1 : 4. Сегментные фермы как с криволинейными панелями верхнего пояса, так и с прямолинейными можно изготовлять (на полигонах) цельными (18, 24 и 30 м) или из двух половин с последующим соединением их на месте (24 и 30 м). При этом в полуфермах нижний пояс может быть обжат при изготовлении, и тогда сборку ферм производят при помощи сварки. Выбор способа соединения зависит от условий строительства, времени года, способа транспортировки и др. Применение предварительно напряженных полуферм дает большую гарантию против повреждения их при транспортировании, исключает производство на месте весьма трудоемких операций по натяжению пучков и инъецированию раствора, которые особенно трудно производить зимой, и исключает появление трещин в нижнем поясе. Но при этом удваивается число натягиваемых пучков и усложняется изготовление полуферм.
Конструкция сегментной фермы с прямолинейными панелями, армирование ее и узлы фермы приведены на рис. XV.42,a—XV.42,e. Стык нижнего (пояса выполняют приваркой стальных накладок — нижней и верхней — к закладным деталям. Зазор в стыке нижнего пояса заполняется бетоном. Пучки арматуры располагаются в каналах, образованных при помощи резиновых шлангов,
316
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Таблица XV.38
Схемы конструкций и показатели типовых трапециевидных полигональных предварительно напряженных ферм, собираемых из блоков
Таблица XV.39
Схемы конструкций и показатели трапециевидных предварительно напряженных ферм, собираемых из двух пол у ферм
Ферма ПНФ-18
Ферма ПНФ-гь
Ферма ПНФ-30
Марка фермы Расход материалов на 1 фер- “У Марка бетона Вес фермы в т Нормативная •, нагрузка от 1 покрытия -в кг/м1 Наименование рабочих чертежей
бетона в м3 стали в кг
ФНС18-1 2,63 514 300 290 Типовые детали
ФНС18-2 ФНС18-3 529 564 400 6,58 380 450 и конструкции зданий и сооружений, серия ПК-01-08. Железобетонные сборные несущие конструкции покрытий с рулонной кровлей для одноэтажных производственных зданий, вып. 1а, 2 и 3, фермы предварительно напряженные, собираемые из блоков для пролетов 18, 24, 30дл, разработаны проектным институтом № 1 Минстроя СССР при участии НИИ по строительству Минстроя СССР, утверждены Госстроем СССР 11/XII J956 г.
ФНС24-1 ФНС24-2 3,85 744 765 300 400 9,6 290 380
ФНСЗО-1 ФНСЗО-2 5,28 1 135 1 186 400 500 13,2 290 380
Ферма ПНФ-36
36000
Марка фермы Расход материалов на 1 ферму Марка бетона Вес фермы в т Нормативная нагрузка на перекрытие в кг Mi Наименование рабочих чертежей
бетона в м3 стали в кг
ПФН-18 ПФН-24 ПФН-30 ПФН-36 1,82 2,67 4,7 6,95 648 872 1 213 195 400 400 400 400 4,75 6,91 12 17,28 450 450 450 450 Сборные железобетонные несущие конструкции для покрытий промышленных зданий с шагом колонн 6 лс, технический проект, разработаны Гипромезом
Примечания. 1. Расстояние между фермами 6 м.
2. Для армирования верхнего пояса, сжатых и слабонапряженных растянутых элементов решетки принята горячекатаная сталь периодического профиля марки Ст. 5 и круглая сталь марки Ст. 3. Армирование принято сварными каркасами.
3. Армирование нижнего пояса и первых нисходящих раскосов принято пучковой арматурой из углеродистой гладкой проволоки по ГОСТ 7348-55.
Примечания. 1. Расстояние между фермами 6 м.
2. Расчет произведен по «Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (И148-52/МСПТИ)», В нормативную нагрузку, указанную в таблице, собственный вес ферм не включен.
3. Нижний пояс армируется пучковой арматурой из углеродистой гладкой проволоки по ГОСТ 7348-55. Натяжение производится при укрупнительной сборке ферм. Блоки армируются сварными каркасами из стали периодического профиля марки 25Г2С.
извлекаемых после бетонирования, гофрированных трубок или другими способами.
Схемы конструкций ферм и показатели по цельным фермам пролетом 18 и 24 м и составным пролетом 24 и 30 м приведены в табл. XV.36. Расходы стали в составных фермах, образованных из напряженных и ненапряженных полуферм, отличаются незначительно.
В сегментных фермах имеется относительно большое число тонких элементов решетки, опалубливание, арми
рование и бетонирование которых достаточно сложно, что приводит к большой трудоемкости изготовления таких ферм. Для снижения трудоемкости в новых конструкциях сегментных ферм предусмотрено применение закладной решетки из заранее изготовленных брусков, которые могут быть предварительно напряженными. Сечение бруска и арматуры определяют расчетом. Выходящие из брусков концы стержней, снабженные анкерами, закладывают перед бетонированием поясов в опалубку. Величина предварительного напряжения брусков определяется необходимостью обеспечения их транспортабельности.
В целях применения индустриальных методов изготовления ферм рекомендуется членить их на отдельные линейные элементы, которые могут формоваться на виброплощадках.
§ 4. ОСНОВНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
317
Рис. XV.43. Конструкция предварительно напряженной треугольной фермы для кровли из асбестоцементных листов усиленного профиля, пролетом 24 л; армирование и узлы фермы 1 — монтажная сварка; 2 — цементное тесто, вводится под давлением; 3 — цементный раствор; 4 — шпильки
Сборка ферм должна производиться также на заводах с тем, чтобы на строительную площадку доставлялись либо предварительно напряженные цельные фермы, либо полуфермы, соединяемые сваркой на монтаже.
Сегментные фермы с прямолинейными панелями верхнего пояса весьма удобны для применения при шаге колонн 12 м, где их применяют в сочетании с плитами покрытия размерами 3X12 м. Данные по таким фермам приведены в табл. XV.37.
Трапециевидные предварительно напряженные фермы образуются из блоков длиной по 6 м или полуферм. Размер панели в обоих случаях принимают 3 м, решетка — треугольная. Применяется также раскосная решетка со сжатыми раскосами. Схема конструкции трапециевидных ферм и показатели по ним приведены для ферм, состоящих из блоков длиной 6 м, в табл. XV.38 и для ферм, состоящих из двух полуферм, в табл. XV.39.
Трапециевидные железобетонные фермы дают более простую конфигурацию кровли и взаимозаменяемы со стальными фермами, что позволяет при покрытиях по железобетонным фермам на отдельных участках включать стальные фермы (например, на участках прокатных цехов, где требуется шаг колонн увеличить до 24 и 36 м). Основной недостаток трапециевидных железобетонных ферм—очень мощная решетка, а в связи с этим больший, чем в других фермах, расход материалов. Это обусловливает необходимость вводить предварительное напряжение в элементы решетки, что сильно усложняет конструкцию.
Трапециевидные фермы с нисходящим раскосом могут быть образованы из треугольников, как в фермах такого же типа из обычного железобетона; в этом случае нижний пояс и крайний раскос выполняют предварительно напряженными. Однако недостатки, свойственные
фермам из обычного железобетона, собранным из треугольных блоков (стр. 315), присущи и предварительно напряженным фермам этого типа.
Рассмотренные выше фермы непригодны для кровель с большими уклонами. Для наиболее распространенного вида таких кровель, а именно, для кровли из асбестоцементных волнистых листов усиленного профиля, разработана ГПИ Промстройпроект треугольная ферма. Наклон поясов принят 1 : 4. Решетка состоит из заранее заготовленных элементов. Ферма собирается из двух предварительно напряженных полуферм. Конструкция, армирование и узлы фермы приведены на рис. XV.43.
Помимо стержневых ферм, в практике применяются безраскосные фермы с прямолинейными поясами, а также различные сочетания раскосных с безраскосными системами. Однако такие фермы невыгодны по расходу материалов.
В зарубежной практике применяются сборно-монолитные конструкции ферм. Верхний пояс таких ферм рассчитывают только на собственный вес покрытия. После замоноличивания верхнего пояса и плит покрытия несущая способность верхнего пояса увеличивается. Такой прием может оказаться целесообразным, когда дополнительные нагрузки сверх собственного веса конструкции достигают значительных величин (большой вес утеплителя, большая снеговая нагрузка, наличие подвесного транспорта и т. п.).
При шаге колонн 12 м следует, как правило, применять для покрытия плиты длиной 12 м, укладываемые по фермам. Однако в ряде случаев, например в бескрано-вых зданиях с подвесным транспортом, появляется необходимость в применении подстропильных конструкций.
318
ГЛАВА XV СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Т а б л и ц a XV.40
Схема конструкции и показатели типовых подстропильных поедварительно напряженных балок с параллельными поясами пп /_/
Марка балки Размеры балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона 1 Вес балки в т Нормативная нагрузка в т Наименование рабочих чертежей
Н а бетона в м3 стали в кг
ББН-1 ББН-1К 1300 500 4 472 483 400 10 35 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия ПК-01-17, вып. I, .Железобетонные сборные предварительно напряженные подстропильные конструкции*, разработаны ГПИ Промст-ройпроект при участии НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 31/III 1958 г.
ББН-2 ББН-2К 496 507 41
ББН-3 ББН-ЗК 1500 700 4,57 528 540 11,4 51
БЬН-4 ББН-4К 5об 577 58
ББН-5 ББН-5К Ь17 629 63
ББН-6 ББН-6К 636 I 647 I 500 74
ББН-ЗА ББН-ЗАК 500 4,34 521 532 400 10,8 51
ББН-4А ББН-4АК 559 570 58
ББН-5А ББН-5АК ЫО 621 63
ЬБН-оА ББН-6АК 628 640 500 74
Примечания. 1. Балки предназначаются для покрытий бескрановых пролетов 12, 15 и 18 м с подвесным транспортным оборудованием, с шагом колонн по внутренним рядам 12 м. Стропильные конструкции — балки.
Балки с индексом К предназначаются для крайних пролетов и пролетов у температурного шва, балки с индексом А — для стропильных балок высотой на опоре 1 000 мм.
2. Расчет произведен по «Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (И 148-52/МОПТИ)»; проверен по инструкции СН 0-57.
3. Балки армируются пучками из углеродистой высокопрочной гладкой проволоки (по ГОСТ 7348-55), сварными каркасами из стали периодического профиля, марки 25Г2С и гладкой стали марки Ст. 3.
Подстропильные конструкции представляют собой балку с параллельными поясами или наклонным нижним поясом, либо треугольные железобетонные фермы. Такие конструкции выполняются из предварительно напряженного железобетона и обычно армируются пучковой арматурой. Тип балочной подстропильной конструкции для зданий с подвесным транспортом и показатели по ней приведены в табл, XV.40. Для зданий с кранами соответствующие данные приведены в табл. XV.41.
Усилия в фермах можно определять так, как в стержневых системах с шарнирными узлами. При наличии внеузловой нагрузки на верхнем поясе он может быть рассчитан как неразрезная балка с пролетами, равными расстоянию между центрами узлов. При этом рекомендуется перераспределять моменты и принимать величины опорных и пролетных моментов одинаковыми. При криволинейных поясах учитываются изгибающие моменты от распора в пределах панели пояса.
Свободную длину элементов поясов и решетки ферм можно принимать следующие:
Таблица XV.41
Схема конструкции и показатели типовых подстропильных предварительно напряженных балок с наклонным нижним поясом
Марка балки Длина балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в Т Нормативная сосредоточенная нагрузка в т Наименование рабочих чертежей
бетона в м3 стали в кг
ПБН-1 ПБН-1К 11 940 И 770 3,53 3,47 392 398 400 8,8 8,7 35 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия ПК-01-17, вып. 11, „Железобетонные сборные предварительно напряженные подстропильные кон- струкции", разра-ботаны ГПИ Промстройпроект при участии НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 31/111 1958 г.
ПБН-2 ПБН-2К 11 940 11 770 3,53 3,47 417 423 8,? 8,7 45
ПБН-3 ПБН-ЗК 11 940 11 770 3,53 3,47 442 449 8,8 8,7 54
ПБН-4 ПБН-4К 11 940 11 770 3,53 3,47 527 534 8,8 8,7 67
ПБН-5 ПБН-5К И 940 11 770 3,53 3,47 565 571 8,8 8,7 78
ПБН-6 ПБН-6К 11 940 И 770 3,93 3,86 608 615 9,8 9,7 88
ПБН-7 ПБН-7К 11 940 11 770 3,93 3,86 658 666 9,8 9,7 103
Примечания. 1. Балки предназначаются для покрытий крановых и бескрановых пролетов 12—30 м и шагом колонн по внутренним рядам 12 м. Стропильные конструкции — балки или фермы.
Балки с индексом К предназначаются для крайних пролетов и пролетов у температурного шва.
2. Расчет балок произведен по «Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций (И 148-52/МСПТИ)>, проверен по инструкции СН-Ю-57.
3. Балки армируются пучками из углеродистой высокопрочной гладкой проволоки (по ГОСТ 7348-55), сварными каркасами из стали периодического профиля марки 25Г2С и гладкой стали марки Ст. 3.
а) верхнего пояса в плоскости фермы при узловой нагрузке lo=ls (где ls — расстояние между центрами узлов), а при наличии местных нагрузок, направленных в одну сторону, Zo=O,8 ls\
б) верхнего пояса под фонарем из плоскости фермы при покрытии из крупноразмерных плит Zo=O,8L (где L — расстояние от среднего закрепленного распоркой узла до узла под бортовым элементом фонаря);
в) раскосов и стоек в плоскости ферм Zo=O,8Zp (где Zp —длина раскоса между центрами узлов);
г) раскосов и стоек из плоскости фермы ZO=ZP.
При армировании ферм необходимо учитывать ряд особенностей, изложенных ниже.
Минимальный диаметр продольной арматуры сжатого верхнего пояса следует принимать равным 10 мм. В сжатых элементах решетки допускается применение продольной арматуры диаметром 8 мм при армировании их пространственными каркасами; если в сжатых элементах решетки продольная арматура используется не более чем на 50%, то допускается применение плоских каркасов с двумя продольными стержнями диаметром не менее 10 мм, причем околоузловая зона элементов решетки должна быть конструктивно армирована из расчета на
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
319
восприятие, возможных изгибающих моментов, возникающих в узлах.
Шаг поперечной арматуры в сварных каркасах и шаг шпилек, соединяющих плоские каркасы в пространственные, принимается равным 2(к1, шаг хомутов в вязаных каркасах, как обычно, — 15d. Допускается шаг поперечных стержней в сжатых элементах решетки при сварных каркасах и гибкости элементов больше 30 увеличивать, но не больше чем до 30d.
Длина запуска стержней периодического профиля продольной рабочей арматуры растянутых элементов решетки в узлах ферм при отсутствии анкеров на концах стержней должна быть равна не менее 35 расчетных диаметров арматуры, но не менее 20 диаметров принятой арматуры. При наличии на концах стержней анкеров длина заделки должна быть не менее 20 диаметров расчетной или принятой арматуры; при этом в узлах, в зоне возможного вырывания элемента, должна быть поставлена арматура, рассчитанная на полное расчетное усилие в
элементе.
В полигональных фермах крайний наклонный элемент решетки следует рассматривать как элемент пояса.
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
Второстепенные элементы конструкций покрытий устанавливаются непосредственно по главным конструкциям (фермам, балкам) или по стенам и являются несущей основой ограждающих, теплоизолирующих и водоизолирующих материалов покрытия.
. Второстепенные элементы могут быть разделены на две группы. Первая группа элементов — крупноразмерные плиты, в которых объединены несущие и ограждающие, а в некоторых типах плит и теплоизолирующие функции (так называемое беспрогонное решение покрытий).
Элементы второй группы — железобетонные прогоны с уложенными по ним мелкими плитами, которые так же, как и крупноразмерные плиты, выполняют ограждающие в некоторых типах плит и теплоизолирующие функции (обычное прогонное решение).
1. Беспрогонные решения
Крупноразмерные плиты имеют следующие номи* нальныё размеры 1,5X6, 3X6, 1,5X12 и 3X12 м.
Первые две плиты применяют при шаге ферм 6 м и две последние — при шаге ферм 12 м.
Плиты размерами 1,5X6 At изготовляются двух видов — железобетонные и армопенобетонные; плиты размерами 3X6, 1,5X12 и 3X12 м бывают только
железобетонные. .
По способу армирования различают плиты с обычной и с предварительно напряженной арматурой.
Предварительно напряженные плиты могут быть армированы: отдельными шроволоками с натяжением на упоры стенда; отдельными проволоками или стержнями с натяжением на форму; проволочными прядями с натяжением на упоры стенда или на форму.
Армирование пучками целесообразно только для плит размером 1,5X12 и 3X12 м.
Площадь опирания плит (на балки, фермы или стены) определяется расчетом на местное смятие ребра; минимальная ширина опоры плит при опирании на
Рис. XV.44. Расположение мест приварки плит к несущим конструкциям покрытия
1 — продольная стена; 2—торцовая стена; 3 — несущие конструкции покрытия; 4 — монтажные сварные швы
стальные конструкции — 50 мм, на железобетонные конструкции — 80 мм, на каменные стены — 120 мм.
При недостаточной площади опирания плит на каменные стены под опорами плит для распределения давления укладывают железобетонные подушки, размеры которых устанавливают расчетом.
Рис. XV.45. Схема вертикальных связей по колоннам
1 — колонны; 2 — подкрановая балка; 3 — балки или фермы; 4 —крупноразмерные плиты покрытия; 5 — сварные швы по расчету
Плиты крепятся к главным несущим конструкциям (балкам и фермам) сваркой со стороны продольных ребер и торцов не менее чем в трех углах (рис. XV.44); плиты, укладываемые по опорам главных несущих конструкций, привариваются во всех четырех
320
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
углах. В .ендове по средним рядам колонн можно приварить в четырех углах только одну из рядом расположенных плит. Минимальную длину шва принимают 60 мм, а толщину шва — 5 мм. В тех случаях, когда плиты являются элементами вертикальных связей между колоннами (рис. XV.45), продольные ребра плит, расположенные на опоре ферм или балок, привариваются швами, рассчитанными на ветровые усилия, передающиеся на покрытие с торцов здания. По средним
Рис. XV.46. Армирование продольных швов между плитами
/ — верхний пояс балки или фермы; 2 — крупноразмерные плиты; 3 — каркас сварной арматуры
рядам колонн ветровые усилия с торца здания должны восприниматься: при гибких связях в верхнем ярусе между колоннами — тремя сварными швами, которыми приварены плиты над одной колонной (по типу узла, показанному на рис. XV.44), а при жестких связях — шестью сварными швами (тремя швами над каждой колонной).
Поскольку покрытие из крупноразмерных плит рассматривается как пластинка большой жесткости (при расчете устойчивости, при учете распределения крановой и ветровой нагрузок), плиты надлежит замоноли-чивать путем тщательного заполнения бетоном швов между ними; для этой цели применяют бетон марки 150 на мелком гравии. В зданиях, подвергающихся значительным динамическим воздействиям (машины с движущимися неуравновешенными частями, молоты на жестких фундаментах, специальные краны при тяжелом режиме работ), кроме заливки швов бетоном, рекомендуется в продольные швы между плитами на опорах укладывать сварные арматурные каркасы (рис. XV.46).
В покрытиях с крупноразмерными плитами, поскольку последние приварены к основным несущим конструкциям, а швы между плитами залиты раствором или бетоном, горизонтальные связи по верхнему поясу несущей конструкции (для обеспечения устойчивости из плоскости) предусматриваются только на участках под фонарями. На остальных участках по-
Таблица XV.42
Показатели по железобетонным плитам ПКЖ1—ПКЖ5
Марка плиты Максимальная расчетная равномерно распределенная нагрузка в К21м- при коэффициенте условий работ в т Расход материалов
бетона в ж3 на 1 м-плиты стали в кг
на 1 плиту на 1 м-плиты
1,1 1 . 1
ПКЖ1 330 300 0,062 46,2 5,1
ПКЖ2 430 390 0,062 52,8 5,9
ПКЖЗ 540 490 0,062 57,8 6,4
ПКЖ4 660 600 0,062 67 7,4
ПКЖ5 790 720 0,062 73,1 8,1
крытия могут быть временные горизонтальные связи по верхнему поясу несущей конструкции, устанавливаемые только на период монтажа конструкции. При этом предполагается, что крайние точки сжатых поясов ферм или балок надежно закреплены от смещения из своей плоскости.
Ниже приводится описание конструкции и данные о расходе материалов по отдельным видам крупноразмерных плит.
1490
Рис. XV.47. Конструкция железобетонной плиты марок ПКЖ1—ПКЖ5
Т а б л и ц а XV.43
Показатели по железобетонным плитам ПКЖ6— ПКЖ8
Марка плиты Максимальная расчетная нагрузка в кгм- при коэффициенте условий работы т~\ Расход материалов
бетона в м3 на 1 м1 плиты стали в кг
на 1 плиту на 1 м1 плиты
ПКЖ6 920 0,062 86,6 9,6
ПКЖ7 1 130 0,062 102,8 И,4
ПКЖ8 1 330 0,062 117,3 14,8
а) Железобетонные плиты размером 1,5X6 м
Конструкция плиты состоит из двух продольных ребер высотой 300 мм, поперечных ребер высотой 140 мм, с расстоянием между ними 1,5 м (номинально) и плоской полки (плиты) толщиной 30 мм (рис. XV.47). Полки армируются сварной сеткой из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки; при обычном армировании (без предварительного напряжения) ребра армируются плоскими одиночными сварными каркасами с рабочей арматурой из горячекатаной стали 'периодического профиля марки Ст. 5. На опорах рабочую арматуру
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
Таблица XV.44
ПСБ1 ПСБ4
Показатели по струнобетонным плитам —--------——
1,5x6 1,5X6
Марка плиты Расчетная нагрузка в кг;м* при коэффициенте условий работ ш = 1,1 Марка бетона Расход материалов на 1 плиту Расход матери-алов наТ м2 покрытия
бетона В JK3 стали в кг
высокопрочной проволоки периодического профиля горячекатаной периодического профиля, марки 25Г2С гладкой марки Ст.З холоднотянутой проволоки низкоуглеродистой проката марки Ст.З всего бетона в ж3 стали в кг
ПСБ1 400 300 0,565 4,7 2,8 5,7 13,8 2,4 29,4 0,032 3,3
1,5X6
ПСБ2 600 300 0,565 7 2,8 5,7 13,8 2,4 31,7 0,052 3,5
1,5x6
ПСБЗ 770 300 0,565 9,4 4,4 5,7 13,8 2,4 35,7 0,062 4
1,5x6
ПСБ4 930 300 0,565 11,7 4,4 5,7 13,8 2,4 • 38 0,062 4,3
1,5X6
Таблица XV.45
ПНС1 ПНС4
Показатели по предварительно напряженным железобетонным плитам * со стержневой арматурой
Марка плиты Расчетная нагрузка в кг/м1 при коэффициенте условий работ m = 1,1 Марка бетона Расход материалов на 1 плиту Расход материалов на 1 м2 покрытия
бетона В JK3 стали в кг
горячекатаной периодического профиля марки 25Г2С гладкой марки Ст.З холоднотянутой проволоки низкоуглеродистой проката марки Ст. 3 всего бетона в Л£3 стали в кг
упрочненной вытяжкой на 3,5J/о без упрочнения
ПНС1 410 200 0,565 10,6 4,5 2,9 13,8 5,4 37,2 0,052 4,1
1,5x6
ПНС2 550 200 0,565 14,5 4,5 2,9 13,8 5,4 41,1 0,032 4,6
1,5X6 ПНСЗ
710 200 0,565 18,9 4,5 2,9 13,8 5,4 45,5 0,062 5,1
1,5X6
ПНС4 890 200 0,565 24 6,1 2,9 13,8 5,4 52,2 0,062 5,8
1,5X6
приваривают к анкерам из уголков. Эти анкеры «при креплении плит приваривают к закладным элементам в главных несущих конструкциях.
На плиты для покрытий имеются утвержденный государственный стандарт и ряд типовых рабочих чертежей.
В ГОСТ 7740-55 на плиты ПКЖ предусмотрено пять марок плит для разных нагрузок; плиты отличаются между собой площадью сечения стержней рабочей арматуры продольных ребер. Объем бетона (марки 200) плиты — 0,565 м3; вес плиты — 1,43 т. Некоторые данные по этим плитам приведены в табл. XV.42.
Расчетные нагрузки при коэффициенте условий работы т=1,1 разрешается принимать при изготовлении плит на предприятиях, где производится систематическая проверка прочности и жесткости плит, а также контроль прочности бетона и арматурной стали.
Для участков покрытий с повышенной нагрузкой, например в местах перепада кровли, где снеговые нагрузки могут достигать значительных величин, б. Мин-
металлургхимстроем утверждены специальные типовые рабочие чертежи плит размером 1,5X6 м (ТЧ 52-56/ МСПМХП); в этих чертежах предусмотрены три типа таких плит. Коэффициент условий работы для этих плит принят т=\ (по условиям жесткости). Некоторые данные тто этим плитам (приведены в табл. XV.43.
Помимо этих плит, для карнизов фонарей и ендов б. Минметаллургхимстроем СССР утверждены типовые чертежи на специальные плиты при обычной (ТЧ 129-57/МСПМХП) и повышенной (ТЧ 130-57/МСПМХП) нагрузках. Все плиты изготовляются в той же опалубке, что и плиты по ГОСТ 7740-55. Отличаются они тем, что в плитах для ендов предусматривается устройство проема для размещения чугунного поддона водосточной воронки, а в плитах для карниза— отверстия и стальные закладные детали в продольном ребре для крепления деревянных деталей карниза и уголка, несущего переплеты остекления фонарей.
Крупноразмерные плиты 1,5X6 м из предварительно
21 Зак. 2065
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
322
Таблица XV.40
ПНС5 ПНС8 Показатели по предварительно напряженным железобетонным плитам —— --------------со стержневой арматурой
1,5X6 1,5x6
Марка плиты Расчетная нагрузка в кг/м- при коэффициенте условий работ т = 1,1 Марка бетона Расход материалов Расход материалов на 1 м3 покрытия
бетона В JK3 стали в кг
горячекатаной периодического профиля, марки гладкой марки Ст.З холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки проката марки Ст.З всего бетона В Mz стали в кг
30ХГ2С 25Г2С
ПНС5 370 200 0,565 7,4 4,5 2,9 13,8 5,4 34 0,062 3,8
1,5X6
ПНС6 520 200 0,565 10,6 4,5 2,9 13,8 5,4 37,2 0,062 4,1
1,5x6 ПНС7
710 200 0,565 14,5 4,5 2,9 13,8 5,4 41,1 0,062 4.6
1,5X6
ПНС8 910 200 0,565 18,9 6 1 2,9 13,8 5,4 47,1 0,062 5,2
1,5X6
напряженного железобетона принимают той же конструкции и тех же размеров, что и плиты из обычного железобетона. Обусловливается это необходимостью использования парка стальных форм, большое число которых имеется на заводах сборных конструкций.
Данные по предварительно напряженным плитам, армированным отдельными высокопрочными проволоками периодического профиля, приведены в табл. XV.44.
Данные по плитам с стержневой арматурой, натягиваемой на формы, приведены: при стержнях из стали марки 25Г2С, упрочненной вытяжкой на 3,5%, ® табл. XV.45 и при стержнях из стали марки 30ХГ2С — в табл. XV.46.
Армирование предварительно напряженных плит размером 1,5X6 м применяется такое же, как и плит размером 3X6 м (см. рис. XV.52 и XV.53); характерным как для плит размером 1,5X6 м, так и для плит 3X6 м является исключение поперечной арматуры из средней зоны продольных ребер, так как при предварительном обжатии бетона появление косых трещин в средней зоне исключается. Конструкция опорного анкера при стержневой предварительно напряженной арматуре обеспечивает от раскалывания бетона на опоре при спуске натяжения.
б) Армопенобетонные плиты размером 1,5X6 м
Крупноразмерные армопенобетонные плиты в отличие от железобетонных являются не только несущими и ограждающими элементами покрытия, но также теплоизолирующими. Такие плиты, именуемые сокращенно плитами КАП, состоят из плоской армированной пенобетонной полки и двух продольных ребер, изготовленных из бетона или цементного раствора. На эти плиты утвержден государственный стандарт (ГОСТ 7741-55), в котором предусматриваются плиты с разной толщиной пенобетонной полки: 100, 120, 140 и 160 мм, предназначенные для покрытий с различным термическим сопротивлением. Конструкция плиты показана на рис. XV.48. Ребра в плитах всех марок приняты одинаковыми — высотой 200 мм.
Марка пенобетона плит должна быть не ниже 50, а бетона в ребрах 150. Полку армируют двойной сеткой из холоднотянутой проволоки диаметром 4 мм, ребра —
сварныц^ каркасами, с рабочей арматурой из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5 (рис. XV.49). Косое расположение хомутов в каркасе
Т а б л и ц a XV.47
Показатели по армопенобетонным плитам КАП10—КАП16
Марка плиты
КАП10 300
КАП12 320
КАП14 340
КАП16 360
100
120
140
160
0,68
0,77
0,86
0,95
0,88
1,06
1,23
1,41
0,24
0,24
0,24
0,24
52 (ЗЮ) 52,7 (340)
53,4 (365)
54,1 (395)
57,6 (395)
58,4 (440)
59,2 (485)
59,9 (495)
65,3 (475)
66,2
(515)
67,2
(605)
68,2
(640)
(770)
1 330
1 470
1 610
1 750
148
163
179
194
Рис. XV.48. Конструкция армопенобетонной плиты КАП
1 — пенобетон марки 50; 2 — бетон марки 150; 3 — петли для подъема
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЯ
323
обеспечивает лучшую связь пенобетонной полки и бетонного рёбра при сдвиге.
В соответствии с площадью сечения рабочей арматуры в каркасе продольных ребер, плиты каждой марки могут применяться для расчетных нагрузок четырех разных величин. Размеры плит, термическое сопро-
Ось симнетщш. -950*50 —< -----
—12*200-2Ь00545
* П’?00--21>00---ПО-—
2350 ------------1
Узел!
596512
Рис. XV.49. Пример армирования армопенобетонной плиты марок КАП16—770
тивление их (при _____объемном, весе пенобетона
7 _^_750 кг/м3 иd кдэфф.ЧЦУрАте /теплопроводности X = 0,23 jc/cqXm.2,. ч&с $рад\. а также показатели рас* ХОДТ’СТали, пенобетона и бетона приведены в табл. XV.47.
Учитывая более тяжелые условия работы плит, расположенных в ендове при внутреннем водостоке, где возможны сильные увлажнения плит в случае повреждения или низкого качества выполнения гидроизоляционного ковра, для этих участков разработаны типовые рабочие чертежи специальной плиты, предназначенной для укладки в ендовах; эти чертежи утверждены бывш. Минметаллургхимстроем СССР (ТЧ 133-57/МСПМХП). В ендовной плите полка выполняется двуслойной: нижняя часть толщиной 40 мм из обычного тяжелого бетона и верхняя — из пенобетона; при этом сохраняется общая толщина полки, как в плитах КАП. Теплопроводность ендовых плит будет несколько выше плит КАП, укладываемых в скатах покрытия. Допустимость снижения сопротивления теплопередаче покрытия на участках в ендовах проверена многолет
ней практикой применения неутепленных ендов прв железобетонных плитах.
Прочность ендовных плит рассчитана в предположении, что пенобетонная часть плиты подвергалась разрушению и работают только железобетонные ребра с нижним железобетонным участком полки; при этом прогиб плиты не ограничивается.
Кроме ендовной плиты бывш. Минметаллургхимстроем СССР утверждены типовые рабочие чертежи армопенобетонных плит для карнизов фонарей (ТУ 132-57/МСПМХП), отличающиеся от основных плит КАП наличием отверстий и закладных деталей в продольных ребрах для крепления деревянных деталей и фонарных переплетов.
Существенным преимуществом крупноразмерных армопенобетонных плит КАП является то, что прв применении таких плит исключается трудоемкая работа по устройству теплоизоляции в покрытии. Однако изготовление их обусловлено наличием автоклавов в помольных установок для песка. Применение армопенобетонных плит исключается в цехах с высокой влажностью и при наличии выделения паров кислот.
в) Железобетонные плиты размером 3X6 л
Железобетонные плиты шириной 3 м по сравнению с плитами шириной 1,5 м имеют ряд преимуществ: сокращается примерно в 2 раза число монтажных элементов и соответственно снижается трудоемкость монтажа; улучшается использование монтажных механизмов, имеющих грузоподъемность Зги более; упрощается конструкция, уменьшается вес стальных и железобетонных ферм, имеющих панели размером 3 му в связи с отсутствием местного изгиба верхнего пояса, который появляется при применении плит шириной 1,5 л; снижается расход бетона, по сравнению с железобетонными плитами 1,5X6 м на 17% (приведенный расход бетона составляет 5,2 см)м2 в плитах размером 3X6 ж против 6,2 см/м2 в плитах размером 1,5X6 л), а с
Рис. XV.50. Конструкция железобетонньг; плит марок ПКЖ10—ПКЖ14 размером 3x6 л
1 — петли для подъема
при наличии возможности изготовления, транспортирования и монтажа железобетонных плит размером 3X6 м следует отдавать предпочтение таким плитам перед плитами размером 1,5X6 м. Типовые рабочие чертежи крупноразмерных железобетонных пли? размером 3X6 м (ТЧ 51-56/МСПМХП) утверждены б. МСПМХП СССР.
21*
ГЛАВА XV. CBOPHSlE КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Рис. XV. 51. Пример армирования и детали узлов железобетонной плиты марки ПКЖ14
а — армирование продольного ребра; б — армирование поперечного ребра; в — армирование полки; 1 и 2 — сварные каркасы; 3 и 4 — сварные сетки; 5 — закладная деталь; 6 — петля для подъема
Типовая плита размером 3X6 м состоит из двух продольных ребер высотой 300 мм, промежуточных ребер, расположенных через 1 м, и полки толщиной 25 мм (рис. XV.50). Армирование таких плит из обычного железобетона показано на рис. XV.51. Ребра армируются сварными каркасами из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, а полки — сварной сеткой из холоднотянутой низкоуглеродистой проволоки.
В типовых чертежах предусмотрены пять типов плит; объем бетона в одной плите составляет 0,94 _Л13; рес плиты 2,35 т. Плиты изготовляются из бетона марки 200. Показатели расхода бетона и стали на плиту приведены в табл. XV.48.
Таблица XV.48
Показатели по железобетонным плитам
ПКЖЮ-ПКЖ14 3 f £
Марка плиты Расчетная равномерно распределенная нагрузка при коэффициенте условий работ m Расход материалов
бетона в л3 стали в кг
на 1 плиту на 1 JU2
1.1 1 1
ПКЖ10 330 300 0,052 103,2 5,7
ПКЖ11 400 360 0,052 109,2 6,1
ПКЖ12 520 470 0,052 119,4 6,6
ПКЖ13 620 570 0,052 152,5 8,5
ПКЖ14 680 680 0,052 163,9 9,1
Для карнизов, фонарей и ендов покрытий разработаны специальные железобетонные плиты размером 3X6 м, которые принципиально не отличаются от аналогичных плит размером 1,5X6 м; типовые рабочие чертежи этих плит (ТЧ 131-57/МСПМХП) утверждены б. Минметаллургхимстроем СССР.
Плиты размером 3X6 м из предварительно напряженного железобетона имеют ту же конструкцию и те же размеры, что и плиты из обычного железобетона. При армировании отдельными высокопрочными проволоками плиты можно изготовлять как по стендовой технологии, так и с натяжением арматуры на форму.
Данные по расходу бетона и стали в предварительно напряженных плитах размером 3X6 м, армированных высокопрочной проволокой, приведены в табл. XV.49. Пример армирования таких плит показан на рис. XV.52.
Предварительно напряженные железобетонные плиты размером 3X6 м рекомендуется армировать стержнями из горячекатаной стали периодического профиля, марки 25Г2С с упрочнением их вытяжкой на 3,5% и из стали марки 30ХГ2С.
Данные по расходу бетона и стали в плитах, армированных стержнями из стали марки 25Г2С, упрочненной вытяжкой на 3,5%, приведены в табл. XV.50 и армированных стержнями из стали марки 30ХГ2С — в табл. XV.51. Пример армирования таких плит показан на рис. XV.53. Предварительно напряженные стержни после отпуска натяжения необходимо приваривать на
Рис. XV. 52. Пример армирования и детали узлов предварительно напряженной железобетонной плиты ПСБ марки
д— армирование продольного ребра; б — армирование поперечного ребра; в — армирование полки; 1 и 2 — сварные каркасы; 3 и 4 — сварные сетки; 5 —закладная деталь, б —шайба; 7— место расположения предварительно напряженной арматуры
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
326
Таблица XV. 49
Показатели по предварительно напряженным
струнобетонным плитам
ПСБ1 ПСБ2 ----- и 3X6--3X6
Таблица XV.51
Показатели по предварительно напряженным
ПНПВ-1 ПНПВ-3 железобетонным плитам —“—~ —-------—
3x6 3X6
ПСБ1
3X6
Расход материалов на 1 м2 покрытия
Расход материалов на плиту
стали в кг
Марка плиты
горячекатаной периодического профиля
марки
Расход ма териалов на 1 м? покрытия
400 0,94
400 0,94
ПНПВ-1 330 300 0,94 14,5 22,2 6 25,5 7,7 75,8 0,052 4,2
Зхб
ПНПВ-2 420 300 0,94 19 28,8 6 31,5 7,7 92,7 0,052 5,1
Зхб
ПНПВ-3 530 300 0,94 24 36,4 15,2 20,5 7,7 103,8 0,052 6
3x6
Таблица XV.50
Показатели по предварительно напряженным
ПНКЛ-1 ПНКЛ-4 железобетонным плитам ——— —
ЗХ о зх о
Расход материалов на плиту
. стали в кг
Марка плиты
горячекатаной периодического профиля
Расход материалов на 1 м2 покрытия
Деталь узла 1 Деталь опорного узла
ПНКЛ-1 3X6
ПНКЛ-2 3X6 пнкл-з
Зхб
ПНКЛ 4 Зхб
330
410
510
600
300 0,94
300 0,94
300 0,94
19
24
29,6
35,8
22,2
28,8
28,8
36,5
25,5 7,7
31,6 7,7
31,6 7,7
25,1 7,7
80,4
98,1
103,7
120,6
0,052 5,5
0,052 5,8
0,052 6,7
опоре к закладной детали. Приварку производить электродами типа Э50А по контуру стержня слоями толщи-аой не более 4 мм каждый с перерывами во времени лосле нанесения каждого слоя, во избежание перегрева бетона.
Рис. XV.53. Пример армирования предварительно напряженной железобетонной плиты со стержневой арматурой
а — армирование продольного ребра; б — расположение предварительно напряженной арматуры в ребре; 1 и 2 — сварные каркасы; 3 — сварные сетки; 4 — закладная деталь
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
----- 327
г) Железобетонные плиты размерами 1,5X12 и 3X12 м
Как указывалось ранее, такие плиты предназначаются для зданий с шагом колонн 12 м; в этом случае во избежание устройства сложного покрытия с подстропильными фермами применяют крупноразмерные плиты длиной 12 м, укладываемые по фермам, установленным непосредственно на колоннах. При таком
Таблица XV.52
Показатели по предварительно напряженным
ПНТП-1 ПНТП-6 железобетонным плитам --------—--------
1,5x12 1,5X12
Марка плиты Расчетная нагрузка в кг м2 Марка бетона Вес плиты в т Расход материалов на плиту
бетона в мл стали в кг
ПНТП-1 460 400 4 1,59 80,2
ПНТП-2 600 400 4 1,59 98,6
ПНТП-3 740 400 4 1,59 125,4
ПНТП-4 870 400 4 1,59 136,3
ПНТП-5 1000 400 4 1,59 168,7
ПНТП-6 1 100 400 4 1,59 183,4
Рис. XV.54. Конструкция предварительно напря-
ПНТП-1 ПНТП-6
женных железобетонных плит -------—— -—
1,5X12 1,5X12
1 — петли для подъема
решении по сравнению с решениями с подстропильными конструкциями значительно упрощается конструкция, уменьшается в 3 раза необходимое число ферм (наиболее трудоемких в изготовлении конструкций) и заметно сокращается число монтажных элементов.
Приведенный расход бетона в этой плите значителен и составляет 8,85 см, что обусловлено частым расположением мощных ребер. В этом отношении плиты, размером 3X12 м, являются значительно более экономичными: приведенный расход бетона в них меньше на ЗО°/о (с учетом заливки швов).
Особенностью этих плит является применение для поперечных ребер заранее заготовленных струнобетонных элементов; наличие напряженно армированных поперечных ребер существенно снижает расход стали на
Рис. XV. 55. Конструкция предварительно напряженных
ПКЖН-1 ПКЖН-4 железобетонных плит----------—------——
3X12 3X12
1 — петли для подъема; 2 — заранее изготовленные струнобетонные элементы
Плиты размерами 1,5X12 и 3X12 м изготовляются из предварительно напряженного железобетона.
Конструкция плиты размером 1,5X12 м, армированной высокопрочной проволокой периодического профиля, показана на рис. XV.54. Такие плиты предназначаются для укладки в зонах с большой нагрузкой, а также как доборный элемент к плитам размером 3X12 м при пролетах, кратных 3 м, зданий с фонарями. Показатели по плите, размером 1,5X12 м, приведены в табл. XV.52.
плиту, так как в плитах шириной 3 м удельный вес стали, расходуемой на поперечные ребра, достаточно велик.
Показатели по плитам, размером 3X12, приведены в табл. XV.53. Конструкция таких плит при армировании высокопрочной проволокой показана на рис. XV.55.
Разработана также конструкция сводчатой предварительно напряженной плиты, размером 1,5X12 (рис. XV.56), представляющая собой короткую оболоч-
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
328
Таблица XV.53
Показатели по предварительно напряженным ПКЖН-1 ПКЖН-5 железобетонным плитам -------- ----------
3x12 3X12
Марка плиты Расчетная нагрузка в кг м- Марка бетона Вес плиты в т Расход материалов на 1 плиту
бетона в ж3) стали в кг
ПКЖН-1 ПКЖН-2 370 440 400 5,9 2,34 153,4 171,8 186,4 209.5 223,7
ПКЖН-3 ПКЖН-4 ПКЖН-5 510 570 640 500
ку. Применение такой плиты может оказаться целесообразным в зданиях без фонарей. При наличии продольных фонарей применение сводчатых плит значительно усложняет решение бортов (нижнего и верхнего) фонарей; кроме того, расстановка воронок внутреннего водостока получается излишне частой.
Рис. XV.57. Расположение проемов в железобетонных плитах размером 1,5x6 м
л — в приопорном участке (контур Л); б — в среднем участке(контур Б)
Рис. XV. 56. Конструкция железобетонной сводчатой плиты размером 1,5x12 м
д) Устройство проемов в плитах
Для пропуска через кровлю различного рода трубопроводов, вентиляционных устройств и др. в плитах между ребрами, устраиваются проемы. В железобетонных плитах размером 1,5X6 м наибольший размер проема по ширине плиты не должен превышать 1 100 мм, а по длине— 1 250 мм (рис. XV.57); в железобетонных плитах размером 3x6 м размеры проемов должны быть соответственно не более 800 и 2 500 мм (рис. XV.58). Допускаемую нагрузку на плиты с проемами определяют расчетом плит пл прочность и жесткость. Некоторые данные по несущей способности и жесткости плит с проемами приведены в «Указаниях по применению плит покрытий бесчердачных производственных зданий» (Гипротис, 1957, серия 7-14).
Полку железобетонных плит на участке проема рекомендуется выполнять с утолщением на 50 мм.
В плитах шиоияой 1.5 м утолщение в полке выполняют по рис. XV.59, а в плите шириной 3 м — по рис. XV.60.
Утолщенный участок плиты армируют сварной сеткой (рис. XV.61). Стаканы над проемом выполняют железобетонными сборными — круглыми или прямоугольными, в зависимости от формы отверстия. Толщину стенок стакана можно принять 60 мм, а высоту не ме-
Рис. XV.58. Расположение проемов в железобетонных плитах размером 3x6м
a — в приопорном участке (контур Л); б —во вто* ром участке от опоры (контур Б)
§ 5. ВТОРОСТЕПЕННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЯ
329
нее 400 мм. В стакане предусматривают стальные закладные д‘етали для крепления его к плите и болты для крепления дефлекторов или деталей вытяжных труб (рис. XV.62).
По 2-2
ПоЬ-Ь
Рис. XV.59. Утолщение полки в железобетонных плитах размером 1,5x6 м в местах проемов а — при проеме диаметром до 800 мм\ б — при проеме диа метром более 800 мм\1 — стальные закладные детали
Рис. XV.61. Армирование утолщенного участка плиты и установка закладных деталей по контуру утолщения
При необходимости устройства проемов размерами более 400 мм в покрытии из армопенобетонных плит рекомендуется на этом участке покрытия укладывать
По 2-2
Рис. XV.60. Утолщение полки вл железобетонных плитах, размером 3x6 м, в местах проемов
1—стальные закладные детали
1 — проем; 2— сварная сетка из стержней d = 10 мм, периодического профиля с длиною стержней, соответствующей контуру утолщения плиты; 3 — стальные закладные детали; 4—сварка в торец под слоем флюса;
5 — контактная точечная сварка; 6 — сетка плиты
железобетонные плиты размером 1,5X6 м с соответствующими проемами и с плитным утеплителем поверх плиты.
Рис. XV.62. Конструкция стакана над проемом (на планах болты условно не показаны)
а — круглого; б — прямоугольного; 1 — плита покрытия; 2—стальные закладные детали в плите; 3 — болты (количество по проекту); 4 — стальные закладные детали в стакане
5 — монтажная сварка
330
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Сварная сетка фЬ7 ш аг200"—
^/60^ ^80\й°-\2Г2ПЛ
Сварной яарнас
ФвццаггоО''
Рис. XV.63. Конструкция и армирование железобетонного прогона
1 —отверстия d=18 мм для крепления тяжей; 2 и 3 — сварные каркасы
2. Прогонные решения
Прогонные решения при обычных железобетонных плитах мало рентабельны, поскольку расход материалов в таком покрытии близок к расходу материалов в крупноразмерных плитах, а трудоемкость монтажа резко возрастает из-за большого числа мелких элементов и необходимости в этом случае установки связей.
Такое решение может быть оправдано лишь наличием каких-либо специфических местных условий (отсутствие форм для изготовления крупноразмерных плит, небольшой объем строительства и т. п.).
Более эффективными прогонные решения могут оказаться в случае применения легких плит по прогонам, например армопенобетонных или армопеносиликатных плит, полых утепленных асбестоцементных плит (ЦНИПСа) и др. Хотя трудоемкость устройства покрытия в этом случае будет выше, чем при беспро-гонных решениях, но малый вес такого покрытия и малый расход бетона и стали (в особенности при асбестоцементных плитах) может дать весьма благоприятный экономический эффект.
Прогоны применяют как из обычного, так и из предварительно напряженного железобетона.
Прогоны из обычного железобетона имеют тавровое сечение и подрезку на опоре (рис. XV.63). Подрезка
‘ Таблица XV.54
Показатели по железобетонным прогонам П1—П4
Марка прогона Расчетная нагрузка в кг пог. м Вес прогона в кг Марка бетона Расход материалов
бетона в л3 |стали в кг
П1 1 000 525 300 0,21 35,3
П2 1 270 525 300 0,21 41
ПЗ 1 550 525 300 0,21 45,6
П4 1 850 525 зоо 0,21 58
делает положение прогона на ферме более устойчивым, позволяет уменьшить строительную высоту покрытия и упростить узел примыкания покрытия к фонарной надстройке. Размеры подрезки позволяют устанавливать прогоны между фермами как при нормальном их шаге, так и у температурного шва, и у торцов здания. Армирование прогона показано на рис. XV.63. Прогоны крепят к главным несущим конструкциям болтами посредством уголков или сваркой. Расход материалов на железобетонный прогон приведен в табл. XV.54.
Из предварительно напряженных прогонов наиболее рациональными являются струнобетонные, поскольку малое число проволок в прогоне и необходимость
§ 6. ФОНАРИ
331
Рис. XV.64. Конструкция и армирование предварительно напряженного железобетонного прогона
/ — петли для подъема прогона при распалубливании; 2 — отверстия d=18 мм\ 3 — стальные закладные детали; 4 — предварительно напряженная проволока; 5 —сварная сетка; 6 — ось газовой трубки
Таблица XV.55
Показатели по предварительно напряженным железобетонным прогонам ПН1—ПН4
Марка прогона
ПН1
ПН2 ПНЗ ПН4
475
475
475
400
400
400
500
0,19
0,19
0,19
0,19
3.1
3,1
4,4
4,4
4,7
4,7
6,1
6,1
2,1 0,5 20,5
2,1 0,5 22,4
2,1 0,5 27,8
2,1 0,5 30,t
475
в большом числе прогонов делают изготовление их по стендовой технологии весьма эффективным. Возмож-
ны два профиля поперечного сечения струнобетонных прогонов: двутавровое и швеллерное. По условиям изготовления швеллерное сечение прогонов имеет большие преимущества, так как при изготовлении стенкой вверх их можно бетонировать в неразъемной форме. Кроме того, уплотнение бетонной смеси в этом случае значительно проще и может быть выполнено лучше, чем при двутавровом сечении. Конструкция прогона швеллерного сечения и армирование его приведены на рис. XV.64.
Расход материалов на прогон приведен в табл. XV.55.
Связи по главным несущим конструкциям покрытия при железобетонных прогонах устраивают такими же, как и при стальных.
§ 6. ФОНАРИ
Применение железобетонных фонарей вместо стальных позволяет снизить расход стали в 2—3 раза. Однако так как удельный вес стали, расходуемой на собственно фонарную конструкцию, невелик по сравнению с весом стали, расходуемой на прогоны остекления и стальные переплеты, замена стальных конструкций железобетонными на снижение общего расхода
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
332
стали в покрытии сказывается незначительно (1—2 кг/м2). Преимуществом сборных железобетонных фонарей является однородность их по материалу с главными несущими конструкциями, что в эксплуатационных условиях имеет существенное значение (огнестойкость, коррозиеустойчивость).
Применяющиеся в практике или предложенные к применению фонарные надстройки можно подразделить на две группы. В первой группе из железобетона выполняются только основные несущие конструкции (ра-
Рис. XV.66. Фонарь в виде двухпролетной рамы с ригелем
мы, стойки); во второй группе из железобетона выполняют также средние прогоны остекления и частично переплеты, причем эти элементы вместе с бортовыми элементами объединяются в одну панель.
Среди конструкций первой группы могут быть вы-делены рамные и решетчатые.
Рамные конструкции выполняют в виде однопролетных рам с шарнирным опиранием на главные несущие конструкции при ширине фонаря до 6 м (рис. XV. 65) или в виде жестко защемленных внизу стоек, на которые укладывают ригели (рис. XV. 66). Такие конструкции можно применять и при фонарях шириной до 12 л£, с внутренним и наружным отводом воды. Для увеличения поперечной жесткости фонарной конструкции при большой высоте фонаря вводят раскосы.
Из решетчатых конструкций фонарей наиболее рациональными являются конструкции, образованные из двух треугольников; такие решения применяются для фонарей шириной до 6 м. При большей ширине устраивают комбинированные конструкции — крайние защемленные стойки и средний участок из двух треугольни
ков (рис. XV.-67) или цельнорешетчатые конструкции из трех (рис. XV.68) либо из двух (рис. XV.69 и XV.70) элементов.
Узел 4
Узел 5
Рис. XV.67. Комбинированная конструкция железобетонных фонарей шириной 12 м
Рис. XV.68. Конструкция фонаря из трех решетчатых элементов
Рис. XV.69. Конструкция фонаря из двух решетчатых элементов
Ввиду отсутствия большого опыта применения указанных выше конструкций фонарей, в данный момент еще нельзя установить, какой из них должно быть отдано предпочтение. Стоечные фонари (рис. XV.66) от
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
333
личаются простотой в изготовлении элементов. Однако большое число отдельных элементов, которые необходимо монтировать поштучно, осложняет монтаж покрытия.
Цельнорешетчатые конструкции (рис. XV.69 и XV. 70) значительно сложнее в изготовлении и менее транспортабельны, но монтаж конструкции фонаря из таких элементов удобнее.
Рис. XV.70. Конструкция фонаря из двух решетчатых элементов и двух стоек 1 — стальная стойка
Для фонарей шириной 12 м более рациональной представляется комбинированная конструкция (рнс. XV.67), в особенности в случае применения плит раз-
Рис. XV.71. Конструкция узлов фонаря
а — опирание верхней плиты; б — примыкание бортового элемента; 1—крупноразмерная железобетонная плита; 2 — деревянный брус или доска; 3 — доска толщиной 50 мм; 4—деревянная рейка (40 x 50 мм); 5 — кровельная сталь; 6 —уголок 75x50x6 мм; 7 — стальные переплеты фонаря; 8 — рычаг прибора открывания переплетов; 9 — уголки 40x4, Z = 50 мм, через 1 м; 10 — глухарь d = 8 мм, I = 70 мм;
И — крупноразмерная железобетонная бортовая плита
мером 3X6 или 3X12 & также решетчатая кон-
струкция из трех элементов (рис. XV.68).
В этой группе конструктивных решений фонарей большое влияние на расход стали, а также на типизацию элементов ограждающих конструкций оказывает рациональное решение узлов примыкания бортового элемента к фонарю и подвески переплетов.
Использование продольных ребер крупнопанельных плит для подвески верхнего яруса переплетов и замена мелких плит борта крупным железобетонным или армопенобетонным элементом позволяет отказаться от
двух линий достаточно крупных уголков и унифицировать габариты фонарной конструкции при данном размере остекления для всех элементов покрытий и в пределах обычной толщины слоя утеплителя.
Конструктивное решение узлов фонаря показано на рис. XV.71. Некоторым недостатком такого решения является необходимость смещения опоры ноги фонаря с узла фермы. Однако изгибающие моменты, возникающие в верхнем поясе ферм от ноги фонаря, относительно невелики и не утяжеляют сколько-нибудь существенно конструкцию. Указанное решение принято как основное в типовых деталях покрытий одноэтажных производственных зданий, утвержденных Госстроем СССР (ПК-02-21 по ПК-02-36; утверждено 18/VI 1957 г.).
Фонарные надстройки второй группы состоят из крупных фонарных панелей, включающих в себя нижний и верхний бортовые элементы, основные стойки и горбыльки остекления; перекрытия образуются из крупноразмерных плит. Фонарные панели устанавливают по главным несущим конструкциям и в поперечном направлении раскрепляют раскосами, если прочность защемления стоек и их жесткость недостаточна. Плиты перекрытия укладывают по фонарным панелям в поперечном направлении. При ширине фонаря 12 м посередине вводят решетчатую конструкцию, несущую плиты покрытия.
При фонаре шириной 6 м необходимо применять особые двускатные плиты. В тех случаях, когда открывающиеся переплеты требуются лишь на отдельных участках, фонарные панели на глухих участках могут быть застеклены по железобетонным горбылькам. Таким образом может быть достигнуто снижение расхода стали на фонарных переплетах. Большим недостатком конструкции второй группы является сложность изготовления фонарных панелей из-за наличия очень тонких элементов сложной конфигурации. По трудоемкости изготовления они близки к железобетонным переплетам.
Известным недостатком является также большая громоздкость фонарных панелей, в особенности при остеклении в два яруса. Кроме того, для фонарей шириной 6 м необходимо вводить плиты нового типа.
В связи с этими условиями конструкции второй группы не нашли пока применения в практике нашего строительства.
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
Сборные железобетонные подкрановые балки нашли довольно широкое применение в практике строительства, преимущественно для мостовых электрических кранов грузоподъемностью до 50 т со средним и легким режимами работы, а также для монтажных кранов грузоподъемностью до 75 т при шаге колонн 6 и 12 м. Сборные подкрановые балки применяются как из обычного железобетона, так и из предварительно напряженного.
Балкам из предварительно напряженного железобетона следует отдавать предпочтение, так как они по сравнению с обычными железобетонными требуют значительно меньше 'стали, в особенности при применении для армирования низколегированной стали периодического профиля марки 30ХГ2С или высокопрочной стальной проволоки, несколько меньше бетона, а главное, обладают огромным преимуществом — необходимой трещиностойкостью, что чрезвычайно важно для конструкций, подвергающихся воздействию пульсирующей нагрузки.
Сборные балки выполняют, как правило, разрезными. Применение неразрезных балок дает против разрезных незначительную экономию материалов, при одновременном резком усложнении производства работ
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
334
Рис. XV. 72. Пример армирования подкрановой балки пролетом б м для крана грузоподъемностью 20 т а —схема балок и расчетные нагрузки; б —- общий вид армирования опорного узла; в и г —детали армирования опорного узла и креплений; 1 — отверстия для крепления троллей; 2— отверстия для крепления кранового пути; 3 — монтажный уголок; 4 —заполнение бетона
по стыкованию балок. Для уменьшения числа стыков неразрезные балки можно образовать при 6-метровом шаге колонн из элементов длиной 12 или 18 ж, соединяя их через одну или две опоры. Однако и в этом случае сохраняется необходимость в устройстве сложных стыков и, кроме того, при установке балок на 3 или 4 опоры неизбежно появление дополнительных внутренних усилий, которые могут вызвать раннее образование и значительное раскрытие трещин. К тому же транспортирование и монтаж элементов длиной до 18 м вызывает дополнительные трудности и в ряде случаев может потребовать увеличения мощности монтажного крана.
Сборные балки из обычного же 1езобетона применяются при пролетах балок не белее 6 м\ для таких балок применяют бетон марки 200 ь арматуру из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5 в виде вязаных каркасов. Применение низколегированной стали марки 25Г2С не рекомендуется из-за возможности значительного раскрытия трещин: не рекомендуется также из-за больших пульсирующих нагрузок применять сварные каркасы на точечной или дуговой сварке. Сварка допускается лишь в опорных участках для анкеровки арматуры. Подкрановые железобетонные балки рекомендуются таврового сечения, что усиливает сжатую зону, увеличивает боковую жесткость балок и упрощает устройство съемного кранового пути; при этом ширину ребра рекомендуется назначать из
условия, чтобы главные растягивающие напряжения сГл не превосходили при нормативной нагрузке. Балки из обычного железобетона рекомендуется соединять на опоре конструктивной арматурой из стали марки Ст. 3; площадь сечения этой арматуры должна составлять 0,15—0,2 т от площади сечения арматуры в пролете балки, что обычно соответствует величине опорного момента от одного крана с напряжением в опорной арматуре, близким к нормативному пределу текучести. Армирование верхней части балки на при-опорном участке должно быть более мощным, чем конструктивное армирование в стыке во избежание значительного раскрытия трещин в этой зоне. Конструктивная связь на опоре разрезных подкрановых балок из обычного железобетона способствует уменьшению раскрытия трещин в балках во времени, а потому является обязательной. Балки рассчитываются как свободно лежащие на опорах, на подвижную систему грузов. Обязательным является построение огибающих эпюр моментов и поперечных сил. Коэффициент динамичности принимают равным 1,2, коэффициент перегрузки — 1,3.
При подборе сечений арматуры следует обращать внимание на проверку прочности по косым сечениям. Выполняя такую проверку на поперечную силу по огибающей эпюре, следует значение поперечной силы принимать по наибольшей силе, соответствующей данной точке, т. е. по вертикальному сечению. При таком спо-
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
= 335
Таблица XV .W
Схема конструкции и показатели типовых сборных железобетонных подкрановых балок
V
1/ 5370 J
По /-/
*1^ Г
3 ft
Jz 1 I-*-
Марка балки Грузоподъемность кранов в m Пролет цеха в м Размеры балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в m Наименование рабочих чертежей
d Ъ бетона в лс3 стали в кг
БК-1К БК-1С 5 12—24 800 250 1,42 264 252 200 3,6 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-13.Сборные железобетонные подкрановые балки, вып. 1956 г.; разработаны Гип-ротисом; утверждены Госстроем СССР 7/VII 1956 г.
БК-2К БК-2С 10 12—24 800 250 1,42 309 297 200 3,6
БК-ЗК БК-ЗС БК-ЗК БК-ЗС 15 20 12-24 12-15 1000 300 1,98 330 316 330 316 200 4,95
БК-4К БК-4С БК-4К БК-4С 15 20 27 18—24 1 000 300 1,98 360 347 360 347 200 4,95
БК-5К БК-5С БК-5 К БК 5С 15 20 30 27 1 000 300 1,98 390 376 390 376 200 4,95
БК-6К БК-6С 20 30 1 000 300 1,98 460 466 200 4,95
Примечания. 1. Балки предназначаются для применения в одноэтажных производственных зданиях, оборудованных мостовыми электрическими кранами по ГОСТ 3332-54, для среднего режима работ.
2. Балки марок БК-К предназначаются для крайних пролетов и пролетов у температурного шва; балки марок БК-С—для средних пролетов; балки марок БК-К и БК-С отличаются только закладными деталями. ,
3. Балки армируются вязаными каркасами. Основная рабочая арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5 а хомуты — из гладкой стали марки Ст. 3.
4. В показатели расхода материалов не включен расход стали на соединение балок между собой и с колоннами.
собе расчета не учитывается уменьшение поперечной силы с увеличением наклона сечения, что вызывает некоторое увеличение площади поперечной арматуры против теоретической. Однако такое увеличение является необходимым для исключения возможности значительного раскрытия косых трещин.
Прочность балки на горизонтальные силы обеспечивается весьма условным расчетом, основанным на предположении, что горизонтальные силы воспринимаются сечением одной полки.
Для мостовых кранов грузоподъемностью 5—20 т разработаны типовые подкрановые балки из обычного железобетона при пролете балок 6 м. Данные по этим балкам приведены в табл. XV.56.
Пример армирования и узел соединения на опоре типовой балки под кран грузоподъемностью 20 т приведены на рис. XV.72. Следует обращать особое внимание на анкеровку нижней арматуры.
Как указывалось ранее, более целесообразно выполнять подкрановые балки из предварительно на
пряженного железобетона и применять их во всех случаях, когда обеспечена возможность их изготовления. В подкрановых балках из предварительно напряженного железобетона в отличие от балок из обычного железобетона не устраивают конструктивной связи на опорах, поскольку образование трещин в пролете исключено, а конструктивная связь на опоре приведет лишь к неопределенной работе в опорной зоне и будет способствовать образованию трещин на этом участке.
Предварительно напряженные балки можно армировать:
а) стержнями из низколегированной стали периодического профиля марки 30ХГ2С или из стали марки 25Г2С, упрочненной вытяжкой;
б) высокопрочной проволокой в виде отдельных проволок периодического профиля или прядями;
в) пучками из высокопрочной проволоки.
При пролетах балок 6 м наиболее целесообразно армировать их стержнями периодического профиля, из
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
336
Таблица XV.57
Схема конструкции и показатели типовых сборных предварительно напряженных железобетонных подкрановых балок пролетом 6 м
И —
fist
1'
>. —
Марка балки Грузоподъемность кранов в m Пролет цеха в м Размеры балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в m Наименование рабочих чертежей
h Ь бетона в м3 стали в кг
БКН6-1С БКН6-1К 5 12—18 800 1 210 1 1,32 146 158 300 3,3 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-04, вып. I. Сборные железобетонные предварительно напряженные подкрановые балки пролетом 6 м для кранов грузоподъемностью 5—30 т\ разработаны ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием ЦНИПСа; утверждены Госстроем СССР 29/VIII 1956 г.
БКН6-2С БКН6-2К 5 10 5 10 21-30 12-18 21—30 12-18 800 210 1,32 179 192 300 3,3
БКН6-ЗС БКН6-ЗК 10 21—24 800 210 1,32 209 222 400 3,3
БКН6-4С БКН6-4К 15 20 15 20 12—24 12-15 12—24 12—15 1 000 200 1,66 287 311 400 4,2
БКН6-5С БКН6-5К 15 20 15 20 27—30 18—24 27—30 18—24 1 000 20Э 1,66 320 346 400 4,2
БКН6-6С БКН6-6К 20 30 20 30 27—30 12—18 27—30 12—18 1000 200 1,66 497 526 400 4,2
БКН6-7С БКН6-7К 30 21—30 1 000 200 1,66 598 628 400 4,2
1. Примечания. Балки предназначены для применения в одноэтажных производственных зданиях, оборудованных мостовыми электрическими кранами по ГОСТу 3332-54, для среднего режима работ.
2. Балки марок БКН6-К предназначены для крайних пролетов и пролетов у температурного шва; балки марок БКН6-С — для средних пролетов.
3. Для армирования балок применена низколегированная сталь периодического профиля марки 25Г2С. Арматура из стали марки 25Г2С, предназначенная для продольных предварительно напряженных стержней, подвергается упрочнению вытяжкой на 3,5%, при этом напряжение в стали должно быть не ниже 4 700 кгсм-.
4. Балки изготовляются стендовым способом.
5. Конструкция крепления рельсов к подкрановым балкам дана в серии КЭ-01-11.
стали марки 30ХГ2С, высокопрочной проволокой периодического профиля или проволочными прядями.
В связи с тем что при нагрузках от кранов большой грузоподъемности балки необходимо армировать очень большим числом проволок, армирование балок отдельными проволоками рекомендуется лишь при кранах небольшой грузоподъемности (5—10 г). Применение пучковой арматуры для балок длиной 6 м не оправдывается из-за больших дополнительных расходов стали на анкеры, а также из-за большой трудоемкости устройства и натяжения пучков. Сечение подкрановых балок рекомендуется принимать тавровым. Для кранов грузоподъемностью 5—30 т разработаны типовые предварительно напряженные балки. Ввиду того что к моменту разработки чертежей балок металлургическая промышленность еще не выпускала сталь 30ХГ2С, балки армированы стержнями из стали марки 25Г2С, упрочненной вытяжкой. Данные по типовым балкам приведены в табл. XV. 57.
Пример армирования балки для крана грузоподъемностью 50 т приведен на рис. XV.73. Следует обратить внимание на конструкцию опорного узла; в этой зоне во избежание большого раскрытия горизонтальных трещин при передаче усилий предварительного натяжения на бетон устанавливают поперечную арматуру, площадь сечения которой должна обеспечить восприятие усилия, равного не менее 30% от усилия в продольной натянутой арматуре растянутой зоны. Стержни поперечной арматуры должны быть надежно заанкерены по концам, например путем приварки к закладным деталям.
Следует еще отметить особый тип предварительно напряженной балки пролетом 6 ж, образованной из швеллерообразных элементов (рис. XV.74), выполненных с непрерывным армированием высокопрочной проволокой. Особенностью таких предварительно напряженных элементов является наличие не только продольной напряженной арматуры, но и поперечной.
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
337
о]
S)
Рис. XV.73a. Предварительно напряженная подкрановая балка пролетом 6 м для крана грузоподъемностью 50 т
а — конструкция балки; б —общий вид армирования; / — отверстия для крепления троллей; 2 — отверстия для крепления кранового пути
22 Зак. 2065
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
338
а!
Деталь /
По 5-5
зо> 1чо <30
ф!0 ПЛ приВя зыбаются на месте
, —100*10 И~3~ 1=400 М-ц —70*10 1 = 400
020 ПО
м-г
200*10 7 \
1=650 ।
-60x10 1=120
м-з
120x13 1=120
мм
Ч0ЧОПЛ
020 ПЛ 1=1130
-100*10 1 = 400
ЧОО
2$з2пл
\0ЮПЛ привязывают ся на месте
м~4 1=400
650
фдПЛ
Ф20ПЛ
Г№М1
-300*20^
1 = 400 35
400
1=400
4фВПЛ
Рис. XV. 736. Предварительно напряженная подкрановая балка пролетом 6 м для крана грузоподъемностью 50 т
а —деталь армирования опорного узла; б — стальные закладные детали (детали М-З и£М-4 привариваются^к рабочей арматуре после отпускали обрезки ее)
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
339
Рис. XV.74. Конструкция составной предварительно напряженной балки пролетом 6 м для крана грузоподъемностью 30 т
а — армирование балки; б — фасад балки! 1 ~ отверстия d = 25 мм для крепления троллей; 2 — арматурные каркасы
Подкрановую балку составляют из двух таких элементов, соединяемых вдоль балки стальными накладками. Испытания составных балок дали хорошие результаты. Такие балки можно применять для кранов грузоподъемностью до 30 т.
Подкрановые балки пролетом 12 м следует выполнять только предварительно напряженными. Наиболее целесообразной арматурой для таких балок являются пучки из высокопрочной проволоки. Возможно также применение стержней периодического профиля из стали марки 30ХГ2С или из стали марки 25Г2С, упрочненных вытяжкой. Однако армирование стержнями с натяжением их до бетонирования требует очень мощных упоров; поэтому такое армирование применяют только в балках для кранов небольшой грузоподъемности (до 15 т). Армирование таких балок высокопрочной проволокой по стендовой технологии из-за необходимости в очень большом числе проволок не рекомендуется. Сечение подкрановых балок, армированных прямолинейными стержнями, рекомендуется принимать тавровым, так как толщина стенки должна назначаться из условия, чтобы Огл </?р » что при отсутствии поперечного обжатия дает достаточно большую толщину стенки.
Поперечное сечение балок пролетом 12 м при армировании прямолинейными и криволинейными пучками рекомендуется принимать двутавровым, как более экономичное и достаточно жесткое при кручении. В практике проектирования предлагались решетчатые подкрановые балки, однако такие конструктивные решения балок нерациональны из-за сложности производства работ и наличия местных высоких напряжений в узлах, которые в условиях многократно повторяю-22*
щихся нагрузок могут быстро привести к местным повреждениям, а затем к общему разрушению балки.
Для кранов грузоподъемностью 5—15 т разработаны типовые подкрановые балки пролетом 12 м. Они армированы стержнями из стали марки 25Г2С, упрочненными вытяжкой (табл. XV.58).
В качестве примера конструкции балки, армированной пучковой арматурой, приводится подкрановая балка для крана грузоподъемностью 50 т (рис. XV.75).
Показатели типовых предварительно напряженных балок с пучковой арматурой приведены в табл. XV.59.
Предварительно напряженные балки рассчитывают по методам, принятым для предварительно напряженных конструкций, с обязательной проверкой на выносливость. Однако, так как случаи полного загружения подкрановых балок, рассчитываемых под два рядом стоящих крана, повторяются редко, такие балки следует рассчитывать на выносливость при загружении только одним краном. Подкрановые балки среднего и тяжелого режима работ, рассчитанные на загружение одним краном, должны проверяться на выносливость на эту же нагрузку.
Узлы соединения подкрановых балок с колоннами приведены на рис. XV.76.
Весьма важным элементом подкрановой балки является крановый путь. От того, насколько правильно запроектирован и хорошо выполнен крановый путь, зависят эксплуатационные качества железобетонных подкрановых балок.
В настоящее время для кранов грузоподъемностью до 30 т разработана типовая конструкция кранового пути, приведенная на рис. XV.77. Рабочие чертежи кранового пути разработаны Гипротисом и утверждены
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
Рис. XV.75. Конструкция и армирование пучками предварительно напряженной подкрановой балки пролетом 12 м для кранов грузоподъемностью 50 т
а — армирований балки; б — фасад балки; в — обычная (ненапряженная) арматура
§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
341
Таблица XV.58
* Схема конструкции и показатели сборных предварительно напряженных железобетонных подкрановых балок пролетом 12 м
По И —\570rSL 1 1 FS
И :l 11 о
|/
- г Z3U
Марка балки Грузоподъемность кранов в т Пролет цеха в м Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки Наименование рабочих чертежей
бетона В JH3 стали в кг
БКН12-1С БКН12-1К 5 12-24 4,6 554 300 И.5 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-04, вып. 2. Сборные железобетонные предварительно напряженные подкрановые балки пролетом 12 м для кранов грузоподъемностью 5—15 т\ разработаны ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием ЦНИПСа; утверждены Госстроем СССР 29/VIII 1956 г.
585
БКН12-2С БКН12-2К 5 10 5 10 21—30 12-24 21—30 12—24 4,6 723 400 11,5
753
БКН12-ЗС БКН12-ЗК 10 15 10 15 27-30 12—24 27—30 12—24 4,6 891 400 11,5
922
Примечания. 1. Балки предназначены для применения в одноэтажных производственных зданиях, оборудованных мостовыми электрическими кранами по ГОСТу 3332-54, для среднего режима работ.
2. Марки балок БКН12-К предназначены для крайних пролетов и пролетов у температурного шва; балки марок БКН12-С—для'среднкх пролетов.
3. Для армирования балок применена низколегированная сталь периодического профиля, марки 2ГГ2С. Арматура из стали марки 25Г2С, предназначенная для продольных предварительно напряженных стержней, подвергается упрочнению вытяжкей на 2,5%, пр этом напряжение в стали должно быть не ниже 4 700 кг 1см2.
4 .Балки изготовляются итендовым способам.
Рис. XV.76. Узльгсоединения подкрановых балок с колоннами
я — иа средней колонне; б — на крайней колонне; в — на колонне у температурного шва; 1 — колонна; 2 — сварные швы; «?—отверстия только в стальном листе; 4— упор; 5 — нижние крепежные стальные листы; 6 — верхний крепежный стальной лист; 7—бетон марки 200 ; 8 — шайба, приваренная по периметру к крепежному листу
ГЛАВА-XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
342
Т а б л и ц a XV.59
Схема конструкции и показатели предварительно напряженных подкрановых балок
И По 1-1 Г611,
J •С
J
1^
Марка балки Пролет балки L в м Грузоподъемность крана в т ' Пролет цеха в м Размеры балки в мм Расход материала на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Наименование рабочих чертежей
h b Ьг
бетона в м* стали в кг
БКНП6-1С БКНП6-1К 6 5 12-18 800 570 240 1,05 192 203 400 2,6 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-04, вып. 3 и 4 „Сборные железобетонные предварительно напряженные подкрановые балки пролетом 6 и 12 м с пучковой арматурой для кранов грузоподъемностью 5—30 т* разработаны ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 21/VIII 1958 г
БКНП6-2С БКНП6-2К 5 10 21—30 12—18 200 210
БКНП6-ЗС БКНП6-ЗК 10 21-24 212 223
БКНП6-4С БКНП6-4К 15 20 12-24 12-15 1000 300 1,27 239 250 3,2
БКНП6-5С БКНП6-5К 15 20 27 18-24 1,35 266 278 3,4
БКНП6-6С БКНП6-6К 15 20 30 30 27—30 12—18 336 349
БКНП6-7С БКНП6-7К 30 21-30 650 1,43 376 390 400 3,6
БКНП12-1С БКНП12-1К 12 5 12—24 1 200 650 300 3,15 443 461 7,88
БКНП12-2С БКНП12-2К 5 10 27-30 12—24 522 541
БКНП12-ЗС БКНП12-ЗК 10 15 27—30 12—24 630 649 500
БКНП12-4С БКНП12-4К 20 12-24 700 320 3,85 743 761 9,6
БКНП12-5С БКНП12-5К 27—30 898 916
БКНП12-6С БКНП12-6К 30 21—30 1400 1009 1030 11,5
Примечания: 1. Балки предназначаются для применения в зданиях, оборудованных мостовыми кранами среднего режима работы по ГОСТ 3332-54.
Балки с индексом С предназначаются для средних шагов, с индексом К —для крайних шагов и шагов у температурного шва.
2. Расчет балок произведен по „Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций* (И 148'52/МСПТИ), проверен по СНиПу.
3. Балки армированы пучками из высокопрочной гладкой проволоки (ГОСТ 7348-55). Ненапряженная арматура — из горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С.
Рис. XV.77. Конструкция кранового'пути на железобетонных подкрановых балках при кранах грузоподъемностью 5—30 т
а и б — план кранового пути соответственно среднего пролета и пролета у температурного шва; в иг— то же, вид балки сбоку; 1 — стык рельсов; 2 — стык швеллеров; 3 — газовая трубка; 4 — бетон марки 200 с содержанием стальных стружек 50 яг/лс3; 5 — гвозди
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
344
Госстроем (серия КЭ-01-11). Для уменьшения напряжении в бетоне от давления колеса крана применяют упругие деревянные прокладки:
при кранах грузоподъемностью 5 и 10 т —^сосновые » „ 15—20 т — буковые
» „ 30 т — дубовые
Поперечный разрез
По
Рис. XV.78. Конструкция кранового пути на железобетонных подкрановых балках при кранах грузоподъемностью 50 т
1 — арматурные сетки; 2 — монтажная сварка; 3 — упругая прокладка; 4 — болт
При выполнении конструкции следует обратить особое внимание на подгонку деревянного бруса к швеллеру. В местах крепления кранового пути к полкам последние усиляют специальными стальными пластинками,
приваренными к газовым трубам и соединенными между собой стержнями.
Для кранов грузоподъемностью 50 т применение деревянных упругих прокладок исключается из-за высоких напряжений в дереве; в этом случае для упругих прокладок следует применять другие материалы (резину, прессованную древесину, твердые древесно-волокнистые плиты и т. п.).
Рис. XV.79. Конструкция типового упора на крановом пути для крана грузоподъемностью 20 т / — колонна; 2 — рельс; 3 — железобетонная подкрановая балка; 4 — болты
В качестве одного из возможных решений кранового пути приводится конструкция, разработанная Гипроти-сом (рис. XV.78).
Крановый рельс устанавливают на швеллер, заполненный бетоном марки 400, армированным сетками. Этот швеллер устанавливают на упругую тонкую прокладку и прибалчивают к балкам при помощи стальных башмаков. Рельс крепят к швеллеру лапками, аналогично креплению к стальным балкам. В данном случае швеллер, заполненный бетоном, играет роль жесткой прокладки, снижающей напряжение в упругой прокладке и в бетоне балки.
Конструкция крепления предполагает точную установку подкрановых балок по вертикали, а потому подливка раствора не допускается. На концевых участках
8. КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ СТЕНЫ
345
подкрановые балки должны иметь упоры, воспринимающие удары от -крана при его несвоевременном торможении. Определение силовых воздействий, передающихся от крана на упор в момент удара, представляет весьма сложную задачу, поскольку в этом случае следует учитывать упругость не только прокладок и буферов, но и смещения конструкции эстакады в горизонтальном направлении. Практически учитываются только деформации пружинных буферов, устанавливаемых на кранах.
Энергия движущегося крана должна быть погашена работой пружины буфера, т. е.
°КР»2 Pf „„ _ .
— = —, (XV.67)
откуда
(XV.68) gnf
где бКр— вес крана;
g — ускорение силы тяжести;
v — скорость крана в момент удара;
f — ход буфера;
п — число буферов (обычно два буфера на кран).
Скорость v в момент удара может быть принята 0,4 Омаке (для таких скоростей рассчитывают взаимный удар кранов). Коэффициент динамичности принимают равным 2. Рабочие чертежи типовых упоров разработаны Гипротисом и утверждены Госстроем (серия КЭ-01-11). В качестве примера приводится конструкция типового упора для крана грузоподъемностью 20 т (рис. XV.79).
§ 8. КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ СТЕНЫ
Крупнопанельные стены применяются как в неотапливаемых (холодных) производственных зданиях, так и в отапливаемых. Такие стены устраиваются самонесущими и располагаются перед наружной гранью колонн.
Стены неотапливаемых зданий монтируют обычно из железобетонных ребристых плит. Типоразмеры и конструкция плит, разработанные Гипротисом, приведены на рис. XV.80.
Плиты размером (номинальным) 6X1,2 м предусмотрены для применения на глухих участках стен (П1) или для перемычек (П2); плиты размером 1X1,2 м (ПЗ) для использования в углах и торцах зданий, а также в отдельных случаях для простенков между оконными и дверными проемами; плиты размером 6X0,6 м (П4) для парапетов и фронтонов торцовых стен.
Рис. XV.80. Типоразмеры и конструкция крупноразмерных железобетонных плит для стен неотапливаемых зданий
а — плиты марок /7/*и Z72; б — плиты марки П4\ в—плита марки П3\
Рис. XV.81. Пример решения фасада^про-изводственного здания из крупноразмерных железобетонных плит с оконными проемами шириной 6 м
П1, П2 и П4 — марки железобетонных,1’плит
Рис. XV.82. Пример решения фасада здания склада из крупноразмерных железобетонных плит при ленточном остеклении
Ш, ГТ2 и ГГ4 — марки железобетонных плит; 1 — железобетонная подпорная стенка
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ 34b — — — ------------
t В конструктивном отношении наиболее удачно решаются стены из крупноразмерных плит при устройстве оконных проемов шириной 6 м и при ленточном остеклении. Примеры компоновок стен даны на рис. XV.81 и XV.82.
Рис. XV.83. Детали крепления крупноразмерных железобетонных плит к колоннам
а — к стальным колоннам; б — к железобетонным колоннам; / — стальные закладные детали в колонне; 2 — газовая труба диаметром 19 мм
Таблица XV.60
Показатели железобетонных крупноразмерных стеновых плит
Тип и марка плиты Вес плиты в кг Расходфматериалов
бетона-»в м* стали в кг
на 1 плиту на 1 л<а на I 1 плиту| на»1 mz плиты
Нормальные плиты (П1) . Плиты-перемычки (П2) . . 900 900 0,36 0,36 0,05 0,05 28 52,5 3,9 7,3
Показатели кирпичных фахверковых и крупнопанельных стен на 1 м2 глухой стены
Таблица XV.61
Конструкция стен Расход материалов Стоимость в руб. Трудоемкость в чел.-днях
ста^и в кг цемента в кг
Кирпичные толщиной 120 мм по стальному фахверку .... Крупнопанельные из железобетонных плит .... 22,4 5,9 12,4 19 63,7 46,6 0,37 0,13
Бетон для железобетонных плит применяют марки 200; арматуру в виде сварных сеток из холоднотянутой проволоки и сварных каркасов со стержнями из стали
Т а б л и ц a XV.62
Показатели по армопенобетонным крупноразмерным стеновым плитам
№ п п Тип и марка плит (размеры номинальные) Толщина в мм Рабочая марка Вес 1 плиты в т Расход материалов на 1 плиту
бетона в м* пенобетона в м* стали в кг
1 200 П1-20 1.6/ 0,25 1,17 18,4
ПП1-20 ПП1А-20 1,65 0,25 1,17 56,5
ПП2-20 1,65 0,25 1,17 41,8
- ПР1-20 ПР1А-20 1,65 0,25 1,17 32,1
U—до —
250 П1-25 2 0,25 1,52 18,8
ПП1-25 ПП1А-25 2 0,25 1,52 47,6
ПП2-25 2 0,25 1,52 43,1
ПР1-25 ПР1А-25 2 0,25 1,52 27,6
2 200 П2-20 0,82 0,12 0,58 15
» 1 111 3
т— 250 П2-25 1 0,12 0,75 16, 1
3 200 П9-20 13 1,21 0,97 12,5
Ш[ П9
250 П9-25 • 1,67 0,21 1,27 12,9
—г—
4 tl w' ]J 1 200 ПЗ-20 ПЗА-20 2,2 0,33 1,55 37,8
—J 250 ПЗ-25 ПЗА-25 2,54 0,33 2,04 36,2
5 | 1 Г LwJ 200 П4-20 П4А-20 1,65 0,25 1,17 26,4
250 П4-25 П4А-25 2 0,25 1,52 27,2
6 1—— * fe /75 । 200 П5-20 П5А-20 0,55 0,08 0,39 10,8
250 П5-25 П5А-25 0,66 0,08 0,51 11,2
§ 8. КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ СТЕНЫ
347
периодического профиля марки 25Г2С. В случае необходимости плиты дополнительно покрывают фактурным слоем толщиной 10—15 мм из цементного раствора с красящими добавками, причем фактурный слой может быть подвергнут специальной обработке. Конструкция крепления стен должна обеспечивать свободу вертикальных и горизонтальных деформаций (в плоскости стены). Обычно плиты крепятся болтами при помощи специальных крепежных деталей. Примеры крепления плит к стальным и железобетонным колоннам показаны на рис. XV.83.
Показатели железобетонных плит приведены в табл. XV.60.
Особенно эффективны крупнопанельные холодные стены для высоких цехов с избыточными тепловыделениями и с большими динамическими нагрузками от кранов (например, в основных цехах черной металлургии). В этих случаях они заменяют собой кирпичные фахверковые стены, что повышает индустриальность возведения стеновых ограждений и одновременно улучшает их эксплуатационные качества. Сравнительные технико-экономические данные по кирпичным фахверковым и крупнопанельным стенам для глухого участка приведены в табл. XV.61.
Крупноразмерные плиты для стен отапливаемых зданий можно разделить на две группы: однослойные и многослойные.
Однослойные плиты выполняют из ячеистого (пенобетона, пенозолобетона, газобетона и т. п.) или из легкого бетона (шлакобетона, керамзитобетона, термозито-бетона и т. п.). Из однослойных конструкций наиболее широкое распространение получили армопенобетонные плиты. Такие плиты изготовляют из автоклавного пенобетона марки 50—75, объемным весом 7 =800—900 кг/м3, с наружной поверхностью, офактуренной слоем раствора, или бетона марки 200, толщиной 35 мм. Плиты могут применяться и без фактурного слоя.
Типовые рабочие чертежи таких плит (ТЧ 109-54/МСПМХП) разработаны Гипротисом и утверждены б. Минметаллургхимстроем СССР.
Типоразмеры плит, расход материалов и другие данные по плитам приведены в табл. XV.62. Схема раскладки плит, а также увязка номинальных размеров плит с действительными приведены на рис. XV.84. Плиты ПП2 применяются без перемычек над проемами шириной 6 м; плиты с индексом А отличаются от ПП2 положением закладных деталей.
......' и .—I
, Таблица XV.63
Термическое сопротивление стен из крупноразмерных — армопенвб^тоийых плит
Температура внутреннего воздуха в град. Значения в м* час град'ккал
Расчетная влажность внутреннего воздуха в °/0
до 49 от 50 до 60
при наружной расчетной температуре воздуха в град. при наружной расчетной температуре воздуха в град.
—20 | -25 —3°| —35 —40 —20 -25 | | —30 | —35 —40
10 0,51 0,59 0,68 0,76 0,85 0,57 0,67 0,76 0,86 0,95
12 0,54 0,63 0,71 0,8 0,88 0,61 0,71 0,8 0,9 0,99
14 0,58 0,66 0,75 0,83 0,92 0 65 0,74 0,84 0,94 1,03
16 0,61 0,7 0,78 0,87 0,95 0,69 0,78 0,88 0,97 1,07
18 0,65 0,73 0,82 0,9 0,99 0,73 0,82 0,92 1.01 1,11
20 0,68 0,76 0,85 0,93 1,02 0,76 0,86 0,95 1,05 1,15
Как видно из рис. XV.84, стены из армопенобетонных плит компонуются таким образом, что глухие участки выполняются из горизонтально расположенных плит, а простенки между проемами — из вертикальных плит.
На рис. XV.85 приведены схематические решения фасадов производственных зданий разной высоты при различной ширине световых проемов.
Толщина армопенобетонных плит принята 200 и 250 мм. Сопротивление теплопередаче стен из армопенобетонных плит толщиной 200 мм—0,77 м2 час град/ккал\ толщиной 250 мм — 0,94 м2 час град/ккал. Область применения армопенобетонных плит в зависимости от наружных расчетных температур, влажности и температуры внутреннего воздуха можно определить по табл. XV.63. В качестве примера на рис. XV.86 приведена конструкция плиты размером (номинальным) 6 X 1,2 м. Плиты армированы двойной сеткой из низкоуглеродистой проволоки диаметром 3 мм. По контуру плиты армированы плоскими сварными каркасами с продольными стержнями из стали марки 25Г2С; по длине плиты примерно через каждые 2 м устанавливаются поперечные сварные каркасы для фиксации положения верхней сетки.
В целях экономии стали армирование плит длиной более 3,6 м принято с учетом того, что при их распа-лубливании, транспортировании и монтаже исключается возможность работы плиты на нагрузку от собственного веса в плоскости, имеющей наименьшую жесткость; поэтому распалубливание этих плит следует производить после кантования и установки формы с плитой по линии продольной грани в вертикальное или наклонное положение (угол не менее 60° к горизонту). Хранение и транспортирование плит следует производить в положении «на ребро». Приспособление для захвата плит выполняется в виде ручки, состоящей из двух петель с перекладиной из гладкого стержня (Ст. 3). За эти же ручки плиты крепятся к колоннам.
Крепление плит принято болтовое, допускающее деформации стен в вертикальном и продольном направлениях независимо от каркаса здания; оно состоит из круглого анкера диаметром 14 мм, имеющего нарезку на одном конце и крюк на другом (рис. XV.87). Плиты присоединяют к колоннам через отрезок швеллера № 8, приваренного к закладной детали в колонне. Примеры крепления стен к железобетонному каркасу показаны на рис. XV .88.
Вертикально устанавливаемые плиты, кроме крепления к колоннам, соединяются стальными накладками на сварке в местах примыкания друг к другу и к горизонтальным плитам (перемычкам, цоколю).
Плиты укладывают на теплом растворе марки 50. Эффективность применения крупноразмерных армопенобетонных плит видна из сравнения показателей по различным стенам (табл. XV.64).
В 1959 г. Гипротисом разработаны плиты из ячеистого бетона с 7 =700 кг/м?> толщиной только 200 мм без фактурного слоя. Размеры плйт для стен с ленточным остеклением 1,8X6; 1,2X6 и 0,8X6 м.
Ленинградским Промстройпроектом совместно с НИИЖБом в этом же году экспериментально изучена возможность изготовления плит из газобетона с 7 = =600 — 650 кг/м\ Основные плиты из газобетона имеют типоразмеры 1,2X6 м. Такие плиты должны получить широкое применение. Наружная поверхность плит без фактурного слоя после установки их на место должна покрываться тонким отделочным слоем при помощи краскопульта.
В определенных условиях может оказаться целесообразным применение в стенах одноэтажных произвол-
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
348
Рис. XV.84. Схема раскладки крупноразмерных стеновых армопенобетонных плит
Рис. XV.85. Схемы фасадов зданий из крупноразмерных армопенобетонных плит
§ 8. КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ СТЕНЫ
349
Узел П Узел Б
Рис. XV.86. Армирование армопенобетонных плит марок П1-20 и П1-25 и крепления плит
/ — продольный каркас; 2 — поперечный каркас; 3 — горизонтальные сетки (на разрезе 1—1 условно не показаны); 4 и 5 — ручки для захвата при транспортировании и для крепления плит; 6 — фактурный слой
Таблица XV.64
Показатели различных конструкций стен одноэтажных производственных зданий
Конструкция стен Толщина стены в мм Вес 1 № степы в кг 1 ермическое сопротивление в м* час град калл Стоимость 1ЛС» стены в руб. '1 рудоемкость возведения 1м стены в чел.-днях
Крупнопанельные из армо- 200 230 0,77 72,6 0,19
пенобетонных плит 250 280 0,94 88,9 0,23
Крупноблочные из бетон- 400 640 0,7 87,6 0,19
ных блоков марки 75, объемным весом 1 600 кг/м\ с фактурным слоем толщиной 35 мм 500 800 0,38 108,7 0,23
Кирпичные без штукатур- 380 680 0,54 78,3 0,45
ки, с расшивкой швов 510 640 910 1150 0,73 0,91 104,8 131,4 0,61 0,76
Рис. XV.87. Элемент крепления для плит толщиной 200 мм (общий вид)
/ — стеновая плита; 2 — колонна; 3 — болт; 4 —^закладная^деталь ; в колонне
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
350
ственных зданий однослойных крупноразмерных армо-шлакобетонных плит толщиной 250 мм. Такие плиты могут быть использованы в районах с расчетной зимней температурой до —20° при наличии местных шлаков, из которых можно получить шлакобетон марки 75, объемным весом до 1 400 кг/м\ Типоразмеры и конструкция плит, а также принципы компоновки и крепления стен
ПоЗ-З
Рис. XV.88. Примеры крепления стен к железобетонным колоннам
1 — колонна; 2— стальные переплеты; 3— оцинкованная тонколистовая сталь; 4 — бетонный блок размером 490x240x190 мм;
5 — упор из газовой трубы; 6 — кирпичная кладка с расшивкой швов;
7 — арматура диаметром 8 мм в горизонтальных швах плит
должны приниматься такими же, как и при армопенобетонных плитах.
Из группы многослойных плит практически применяют два вида.
Первый представляет собой обычную ребристую железобетонную плиту (для неотапливаемых зданий), с внутренней стороны которой закладывается плитный утеплитель или заливается пенобетон, пеногипс или другой легкий ячеистый утеплитель. В качестве утеплителя иногда применяют шлакобетон, но такие плиты получаются очень тяжелыми и неэкономичными. Изготовление их состоит из двух совершенно разных процессов: сначала изготовляют железобетонные ребристые плиты, а затем заполняют их утеплителем; это приводит к удлинению срока изготовления конструкций и требует дополнительных площадей на заводах сборных конструкций. Кроме того, недостатком плит этого вида является наличие в стенах мостиков холода в местах расположения ребер плит. Необходимость в дополнительном утеплении этих участков усложняет конструкцию стены.
Более рациональным типом являются трехслойные плиты, состоящие из двух слоев железобетона (наружного и внутреннего) с утепляющей прослойкой между ними; конструкция такой плиты с утеплителем из пенобетона приведена на рис. XV.89.
Арматурные каркасы связывают между собой верхний и нижний слои железобетона и обеспечивают совместную работу всех слоев плиты. Элементы сварного
каркаса, находящиеся в пенобетоне, должны быть защищены от коррозии (покрытие лаком, слоем цементного раствора и т. п.).
Рис. XV. 89. Конструкция трехслойной плиты
1 — бетон марки 200; 2 — пенобетон марки 40—50; 3 — петли для подъема
Типоразмеры многослойных плит и конструкция стен могут быть приняты такими же, как и для армопенобетонных плит.
§ 9. ФУНДАМЕНТНЫЕ И ОБВЯЗОЧНЫЕ БАЛКИ
Фундаментные балки под стены самонесущие, каркасные и несущие применяют взамен ленточных фундаментов при глубине заложения фундамента под стены
Рис. XV.90. Конструкция и армирование фундаментной балки марки БФ-14 под наружные стены
1 — места заливки бетоном после установки балки; 2 — сварка
более 1—1,2 м. Поскольку глубину заложения фундаментов одноэтажных производственных зданий принимают, как правило, более 1,2 ж, то установка стен на фундаментные балки является типовым решением; По-
§ 9- ФУНДАМЕНТНЫЕ И ОБВЯЗОЧНЫЕ БАЛКИ
351
Т а б л и ц a XV.65
Показатели типовых железобетонных фундаментных балок под наружные стены
Марка балки Тип сечения балки Расход м на 1 бетона в ат&риалов балку стали в кг Марка бетона Вес балки в т Вид стены Толщина и материал стены Допускаемая высота стены в м до 1 Наименование рабочих чертежей
БФ-1 БФ-2
БФ-3 БФ-4 БФ-5 Бф-6 БФ-7 БФ-8 БФ-9 БФ-10 БФ-11 БФ-12 БФ-13 БФ-14 БФ-15 БФ-16 БФ-17 БФ-18 БФ-19 БФ-20
1,23
0,67 0,67 0,94 0,94 0,67 0,67 1,23 1,23 0,94 0,94 0,67 0,67 0,94
0,94 0,67 0,67
85 200 3,2
133 200 3,2
73 200 2,44
112 200 2,44
57 200 1,74
85 200 1,74
53 200 2,44.
84 200 2,44
31 200 1,74
73 200 1,74
95 300 3,2
196 300 3,2
73 300 2,44
133 300 2,44
ИЗ 300 1,74
ИЗ 300 1,74
63 300 2,44
133 300 2,44
31 300 1,74
85 300 1.74
Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом Сплошная С проемом
2 кирпича 2 кирпича V/t кирпича I1/, кирпича 1 кирпич 1 кирпич
1 бетонный камень 1 бетонный камень V, бетонного камня V2 бетонного камня 2 кирпича 2 кирпича
V2 кирпича Г/2 кирпича
1 кирпич
1 кирпич
1 бетонный камень 1 бетонный камень Vi бетонного камня V2 бетонного камня
9 9
9 9
9 9
9 9
9
9
15 15
15 15
15 15 15
15 15
15
Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-15, Сборные железобетонные фундаментные балки для стен производственных зданий (2-я редакция);
разработаны ГПИ Промстройпроект; утвержде-
ны Госстроем СССР 3/IX 1956 г.
Примечания. 1. Фундаментные балки БФ-1—БФ-20 предназначаются для применения в наружных стенах производственных зданий каркасного типа при шаге колонн 6 м. Стены приняты выносными за наружную грань колонны.
2. Стены над фундаментными балками могут быть сплошными или с оконными проемами, расположенными посередине. Высота стен 9 и 15 л.
3. Балки армируются плоскими сварными каркасами. Нижние стержни каркасов—из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, поперечные и верхние стержни каркасов—из гладкой стали марки Ст. 3.
мимо экономических, такое решение имеет и эксплуатационные преимущества, а именно: упрощает устройство под стенами различных подземных коммуникаций (тоннелей, каналов и т. п.), а также включает очень прочный материал в зону с наиболее тяжелыми эксплуатационными условиями.
Фундаментные балки устанавливаются на грани обреза фундаментов, колонн или на подушки сборные или монолитные, устраиваемые по обрезу фундамента.
Поскольку шаг колонн по наружному ряду принимают 6 я, то фундаментные балки легко поддаются типизации.
Показатели типовых фундаментных балок и условия их применения приведены в табл. XV.65 и XV.66.
Принятие для фундаментных балок трапециевидного сечения обусловлено удобством изготовления их в неразъемных формах. Укороченные балки предназначаются для внутренней стены при укладке их между колоннами.
Конструкция фундаментной балки из обыкновенного железобетона и тип армирования приведены на рис. XV.90.
При расположении верха фундамента колонны на 150 мм ниже отметки чистого пола (в соответствии с требованиями производства работ нулевого цикла) длина фундаментной балки уменьшается на 1 м.
Показатели таких типовых фундаментных балок с обычной и предварительно напряженной арматурой даны соответственно в табл. XVj67 и XVj68.
Помимо фундаментных балок, в производственных зданиях достаточно широкое применение находят так называемые обвязочные балки, предназначаемые для восприятия нагрузки от стен в местах изменения высот в параллельных пролетах здания, в местах примыкания продольных пролетов к поперечным, а также при высоких самонесущих стенах, когда по условиям прочности и устойчивости необходимо в верхней зоне стены ввести балку. В этом случае балку обычно устанавливают над верхним ярусом окон и она служит одновременно перемычкой. Обвязочные балки имеют прямоугольную форму с выступом в нижней зоне для укладки кирпича или бетонных камней для утепления балки.
Показатели типовых обвязочных балок и условия их применения приведены в табл. XV. 69,
352
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Таблица XV.66
Показатели типовых железобетонных фундаментных балок под внутренние стены________
Тийо! сечении б а /юн / /7
Марка балки Тип сечения балки * Длина балки в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Вид стены Толщина и материал стены Допускаемая высота стены в м до Наименование рабочих чертежей
бетона в лс3 стали в кг
БФ-21 II 5 350 0,84 44 200 2,18 Сплошная 17? кирпича 9 Типовые детали конструк-
ЬФ-22 II 5 350 0,84 52 200 2,18 Сплошная 1 бетонный камень 9 ции зданий и сооружений,
БФ-23 II 5 350 0,84 113 200 2,18 С проемом Р/э кирпича 9 серия КЭ-01-05, Сборные же-
БФ-24 БФ-25 БФ-26 БФ-27 III 5 350 0,6 34 200 1,56 Сплошная 1 кирпич 9 лезобетонные фундаментные
III 5 350 0,6 74 200 1,56 С проемом 1 кирпич 9 балки для стен производствен-
11 111 5 350 5 350 0,84 0,6 94 24 200 200 2,18 1,56 С проемом Сплошная 1 бетонный камень 7а кирпича и бе- 9 9 ных зданий (2-я редакция); разработаны ГПИ Промстрой-
БФ-28 5 350 0,6 200 тонного камня проект; утверждены Госстро-
III 67 1,56 С проемом 7а кирпича и 1/2 бе- 9 ем СССР ЗДХ 1956 г.
БФ-29 5 350 тонного камня
II 0,84 52 300 2,18 Сплошная Р/а кирпича 15
БФ-30 II 5 350 0,84 187 300 2,18 С проемом 17а кирпича 15
БФ-31 III 5 350 0,6 34 300 1,56 Сплошная 1 кирпич 15
БФ-32 II 5 350 0,84 113 300 2,18 С проемом 1 кирпич
БФ-33 II 5 350 0,84 39 300 2,18 Сплошная 1 бетонный камень 15
БФ-34 II 5 350 0,84 155 300 2,18 С проемом 1 бетонный камень 15
БФ-35 III 5 350 0,6 24 300 1,56 Сплошная 7а кирпича и 7э бе- 15
БФ-36 5 350 тонного камня
III 0,6 104 300 1,56 С проемом 7а кирпича и 7э бе- 15
БФ-37 5 050 тонного камня
II 0,8 44 300 2,08 Сплошная 7а кирпича и 1 бетонный камень 15
БФ-38 5 050
II 0,8 0,57 113 300 2,03 С проемом 17а кирпича и 1 бетонный камень 15
БФ-39 5 050
III 32 300 1,48 Сплошная Р/а кирпича и 7а бе- 15
БФ-40 5 050 тонного камня
III 0,57 113 300 1,48 С проемом 1 и 7а кирпича и 72 бетонного камня 15
.Примечания. 1. Фундаментные балки БФ-21—БФ-40 предназначаются для применения во внутренних стенах производственных здании каркасного типа при шаге колонн 6 м. Расположение стел принято между колоннами. Балки длиной 5 350 мм располагаются в типовых пролетах, балки длиной 5 050 мм—в пролетах у температурного шва.
2. Внутренние стены над фундаментными балками приняты сплошными или с дверным проемом при условии размещения его в среднем 3-метровом участке стены.
3. См. примечание 3 к табл. XV. 65. Таблица XV.67
Схемы и показатели фундаментных балок при шаге колонн 6 м
Типы сечений бапон
Марка балки Тип сечения балки Длина балки 1г в мм Расход материала на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Наименование рабочих чертежей
бетона в м3 | стали в кг
ФБ-1 4 950 0,45 22 1,13 Типовые детали и конструк-
ФБ-1К I 4 450 0,41 20 1,03 ции зданий и сооружений,
ФБ-2 4 950 0,45 27 1,13 серия КЭ-01-23, вып. I, „Сбор-
ФБ-2К 4 450 0,41 24 1,03 ные железобетонные фунда-
ментные балки для производ-
ФБ-3 4 950 0,5 29 1,25 ственных зданий с шагом ко-
ФБ-ЗК 4 450 0,45 26 1,13 лонн 6 м, с учетом осущест-
ФБ 4 II 4 950 0,5 33 200 1,25 вления нулевого цикла ра-
ФБ-4К 4 450 0,45 30 1,13 бот“, разработаны ГПИ Пром-стройпроект, утверждены Госстроем СССР 18/VIII 1958 г.
ФБ-5 4 950 0,5 42 1,25
ФБ-5К 4 450 0,45 38 1,13
ФБ-6 J 4 950 0,64 34 1,6
ФБ-6К 4 450 0,57 31 1,42
ФБ-7 4 950 0,64 43 1,6
ФБ-7К III 4 450 0,57 39 1,42
ФБ-8 4 950 0,64 64 1,6
ФБ-8К 4 450 0,57 58 1,42
§ 9» ФУНДАМЕНТНЫЕ И ОБВЯЗОЧНЫЕ ВАЛКИ
353
Продолжение табл. XV. 67
Марки фундаментных балок в зависимости от высоты, толщины и вида стены
Высота стены Н в м до Вид стены Кирпичная стена толщиной в мм Стена из бетонных блоков объемным весом в кг/ж*
250 380 510 1600 | 1400 | 1000
при толщине i i мм
300 | 400 | 500 300 405 | 500 300 400 500
Сплошная 2 4 7 2 4 7 2 4 7 1 3 6
3 2 4 7 2 4 7 1 3 6 1 3 6
9 С проемом ной в м шири- 4 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
5 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
Сплошная 2 5 8 2 5 8 2 4 7 1 3 6
3 2 4 7 2 4 7 1 3 6 1 3 6
15 С проемом ной в м шири- 4 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 •6
5 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
П р и м е ч а н и я. 1. Балки предназначаются для зданий каркасного типа; балки с индексом К — для крайних пролетов и пролетов у температурного шва. Балки запроектированы применительно к осуществлению работ нулевого цикла до монтажа колонн. Расположение • оконного и дверного проемов в стене предусмотрено по оси пролета.
^Расчет произведен в соответствии с „Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкпиий"
3. Балки армируются сварными каркасами. Продольная рабочая арматура балок — из стали периодического профиля марки 25Г2С, поперечные стержни — из холоднотянутой гладкой проволоки (ГОСТ 6727-53) и стали марки 25Г2С.
Таблица XV.68
Схемы и показатели фундаментных предварительно напряженных балок под стены при шаге колонн 6 м
Типы сечений балом
Марка балки Тип сечения балки Длина балки 1 в мм Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в m Наименование рабочих чертежей
бетона в «и3 | стали в кг
ФБН-1 ФБН-1К ФБН-2 ФБН-2К I 4 950 4 450 4 950 4 450 0,47 0,42 0,47 0,42 16 14 18 17 300 1,18 1,05 1,18 1,05 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-23, вып. II, „Сборные железобетонные фундаментные балки для произвол-
ФБН-3 ФБН-ЗК ФБН-4 ФБН-4К II 4 950 4 450 4 950 4 450 0,52 0,47 0,52 0,47 19 18 21 20 1,3 1,18 1,3 1,18 ственных зданий с шагом колонн 6 л, с учетом осуществления нулевого цикла работ (с предварительно напряженной арматурой)", разработаны ГПИ Промстройпро-ект при участии НИИЖБ АСиА СССР, утверждены Госстроем СССР 18/VIII 1958г.
ФБН-5 ФВН-5К 4 950 4 450 0,52 0,47 23 22 400 1,3 1,18
ФБН-6 ФБН-6К ФБН-7 ФБН-7К ФБН-8 ФБН-8К III 4 950 4 450 4 950 4 450 0,67 0,6 0,67 0,6 22 21 25 24 300 1,68 1,5 1,68 1,5
4 950 4 450 0,67 0,6 28 26 400 . 1,68 1,5
23 Зак. 2065
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
354
Продолжение табл. XV. 68
Марки фундаментных балок в зависимости от высоты, толщины и вида стены
Кирпичная стена толщиной в мм Стена * из бетонных блоков объемным весом в кг/м?
Высота стены Н в м до 1600 1 1 400 1 1000
250 380 510 при толщине в мм
300 400 | 1 500 | 300 1 400 500 I 1 300 400 500
9 Сплошная 2 4 7 2 4 7 2 4 7 1 3 6
3 2 4 7 2 4 7 1 3 6 1 3 6
С проемом ной в м шири- 4 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
5 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
15 Сплошная 2 5 8 2 5 8 2 4 7 1 3 6
3 2 4 7 2 4 7 1 3 6 1 3 6
С проемом ной в м шири- 4 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
5 1 3 6 1 3 6 1 3 6 1 3 6
Примечания. 1. Балки предназначаются для зданий каркасного типа; балки с Индексом К — для крайних пролетов и пролетов у температурного шва. Балки запроектированы применительно к осуществлению работ нулевого цикла до монтажа колонн. Расположение оконного и дверного проемов в стене предусмотрено по оси пролета.
2. Расче^^балок^произведен в соответствии с „Инструкцией по проектированию предварительно напряженных железобетонных кон-
3. Балки армированы предварительно напряженной аоматурой из высокопрочной проволоки (ГОСТ 8480-57); сварными каркасами иэ горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С и холоднотянутой гладкой проволоки (ГОСТ 6727-53).
Таблица XV.69
Схема конструкции и показатели железобетонных типовых обвязочных балок
5950 Типы сечений балок д4 й й ——Г/L—4- -Uj-4 Г 380 250 2ОЬ
Марка балки Тип сечения балки Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в m Материал кладки Толщина стены в мм Вид стены Высота пояса кладки стены над обвязочной балкой в м Наименование рабочих чертежей
бетона В JW3 стали в кг стена с карнизом с опиранием крайних плит покрытия на стены стена без карниза
БО-1 I 0,8 67,5 200 2 Легкобетонные камни 390 Сплошная От 3 до 5,5 До 6,5 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-14. Сборные железобетонные обвязочные балки, вып. 1956 г., разработаны Гипротисом; утверждены Госстроем СССР 17/VIII 1956 г.
С оконным проемом — До 3,5
0-2 1 0,8 87,7 200 2 Кирпич 380 Сплошная От 3 до 7 | До 8
С оконным проемом - До 4,5
Легкобетонные камни 390 Сплошная От 5,5 до 7 От 6,5 до 8,5
С оконным проемом - От 3,5 до 6,5
БО-3 I 0,8 99,3 200 2 Кирпич 380 Сплошная До 1,6 От 7 до 9 От 8 до 10
С оконным проемом — От 4,5 до 7,2
Легкобетонные камни 390 Сплошная До 1,8 От 7 до 9 От 8,5 до 10,5
С оконным проемом - От 6,5 до 7,2
§ 9- ФУНДАМЕНТНЫЕ И ОБВЯЗОЧНЫЕ БАЛКИ
—--------— 355
Продолжение табл. XV. 69
Марка балки Тип сечения балки Расход материалов на 1 балку Марка бетона Вес балки в т Материал кладки Толщина стены в мм Вид стены Высота пояса кладки стены над обвязочной балкой в м Наименование рабочих чертежей
бетона в JW3 стали в кг стена с карнизом с опиранием крайних плит покрытия на стены стена без карниза
БО-4 1 0,8 124,4 200 2 Кирпич 380 Сплошная От 1,6 до 3 От 9 до 11 От 10 до 12 Типовые детали и конструкции зданий и сооружений, серия КЭ-01-14. Сборные железобетонные обвязочные балки вып. 1956 г., разработаны Гипротисом; утверждены Госстроем СССР J7/VIII.1956 г.
С оконным проемом От 3 до 7,2 —
Легкобетонные камни 390 Сплошная От 1,8 до 3 От 9 до 11 От 10,5 до 12
С оконным проемом От 3 до 7.2 —
БО-5 II 0,73 58,8 200 1,8 Кирпич 250 Сплошная С оконным проемом - До 8 До 3,6 (5,7)
БО-6 111 0,59 41,7 200 1,5 Легкобетонные камни 190 Сплошная - До 7
С оконным проемом До 2,8 (4,1)
Примечания. 1. Обвязочные балки предназначаются для применения в наружных каркасных стенах, в наружных комбинированных стенах (нижняя часть самонесущая, а верхняя каркасная), в местах перепада здания по высоте.
Стены над обвязочными балками могут быть сплошными или с одним проемом между соседними колоннами с шириной оконного проема не менее 3 м, расположенным посередине, и высотой не более 6 м до перемычки или обвязочной балки.
2. Высоты пояса кладки стен толщиной в 1 кирпич и 1/а камня, указанные^для балок БО-5 и БО-6 в скобках, даны для.оконных проемов шириной 3 л».
3. Балки армируются сварными каркасами, изготовленными при помощи точечной электросварки, с применением для основной рабочей арматуры горячекатаной стали периодического профиля, марки Ст. 5. Для остальной арматуры принята гладкая сталь марки Ст. 3.
Конструкция балки и узлы соединения обвязочных балок с колоннами показаны на рис. XV .91 и XV.92.
Наряду с фундаментными и обвязочными балками из обычного железобетона могут применяться балки из предварительно напряженного железобетона с арматурой из высокопрочной проволоки периодического профиля или стержневой из стали марки 30ХГ2С. Фундаментные балки из предварительно напряженного железобетона целесообразнее принимать таврового сечения с полкой, расположенной вверху (табл. XV.68).
При расчете фундаментных и обвязочных балок учитывают как условия работы балки в период строительства, так и в дальнейшем при эксплуатации здания.
На монтажную нагрузку балки рассчитывают как разрезные, причем в нагрузку, помимо собственного веса балки, включают вес свежеуложенной кладки высотой, равной Уз пролета (но не менее 2 ж).
При расчете в эксплуатационных условиях различают балки для стен с двумя проемами или с одним проемом, расположенным посередине, и балки для сплошных стен.
Балку для стен с двумя проемами рассчитывают как разрезную на следующие нагрузки: собственный вес балки; вес остекления и переплетов; вес стены до подоконника; вес крайних и средних простенков и вес кладки над проемами.
При сплошных стенах или простенках с одним проемом, расположенным посередине пролета, балку рас-
сматривают как расположенную на упругом полупространстве и нагруженную по концам силами, равными опорной реакции от веса всей стены и собственного веса балки. При размерах балок, близких к типовым, и для обычной кладки (кирпичной и шлакоблочной) эпюра нагрузки может быть принята в виде треугольников с
Схемо пространственного каркш татл'; ] ; : w 'Только дмбида 1» щ
снизу
Рис. XV.91. Пример армирования обвязочной балки марки БО-2
а — балка; б — сварной каркас К-1; в — сварной каркас К-2; г—схема пространственного каркаса (вид сверху или снизу); 1 — деревянные пробки d=40 мм через 700 мм закладывают при бетонировании
23*
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
356
ПО 1-1
По 5-5
,2
-3
" -100^8i
1 = 200
-100x8 1=200
1 = ^00
Рис. XV.92. Крепление^обвязочных балок
а —к крайней колонне; б —к средней колонне; в — у температурного шва; /—колонна; 2 — обвязочная балка; 3 — петли2для£подъема;] 4 — только для стены в Р/я кирпича или в 1 камень
наибольшей ординатой, у опор. Поперечную силу на грани опоры определяют по формуле
Q = 0,4P, (XV. 69)
где Р — вес стены и балки на протяжении пролета (считая пролет в осях балки).
Длину эпюры поперечных сил определяют по формуле
5=2 A, (XV.70)
где h — высота балки.
В общем случае при сплошных стенах эпюру нагрузки на балку можно принять в виде треугольника с наибольшей ординатой (в т/ж) на опоре:
Ро = °.31Р 77.
где Р — расчетное значение веса стены и балки (с учетом коэффициента перегрузки) на протяжении пролета в осях балки в т;
EJ— жесткость балки при длительном загружении в тм2-,
Eq — модуль упругости кладки В т/м2', Ъ — толщина стены в м.
Протяженность 5 эпюры нагрузки у каждой опоры можно принять равной
Ро
т? Р° л
Если “7“ будет больше расчетного сопротивления Ь
кладки при сжатии (₽кл), то эпюру нагрузки принимают в виде трапеции с высотой
Ро =
(XV.71)
(XV. 72)
нижним основанием
2 I '8
„ $ Ро+Ро
9 ’
2 РоРо
(XV. 73)
(XV. 74)
и верхним основанием
2
5 Pq—Po Р
= — ' ° ; ° = — -5Н, (XV.75)
2 РоРо Ро
где ро — определяют по формуле (XV.71) и S по формуле (XV.72).
§ 10. ОБОЛОЧКИ
На рис. XV.93 приведены применяемые в практике строительства типы оболочек с бортовыми элементами: цилиндрические длинные, складчатые, цилиндрические короткие, оболочки двойной кривизны (седлообразные и куполообразные) и коноидальные.
Сборные оболочки могут быть разделены на две группы. Для первой группы характерным является применение крупных элементов, представляющих собой законченную оболочку, устанавливаемую на другие несущие конструкции и работающую на основные нагрузки вне связи с рядом расположенными элементами. В качестве примера может быть приведена конструкция покрытия, состоящая из цилиндрических оболочек, уложенных по фермам (рис. XV.94). Размеры таких оболочек в практике строительства доходят до 5X15 ж. Фонарь в покрытии получается за счет установки оболочки на четыре стойки, жестко закрепленные в ферме.
Другим примером этой группы может служить ко-ноидальная сборная оболочка, перекрывающая целую ячейку здания, соответствующую одному пролету и шагу колонн (рис. XV.95). Для оболочек этой группы характерными являются большие размеры и большой вес отдельного элемента, что вызывает необходимость изготовлять их на близлежащей площадке или непосредственно у места установки. Монтаж таких оболочек требует наличия мощных кранов. Например, для монтажа конои-дальной оболочки размерами в плане 24X6 м потребовались два мачтовых крана грузоподъемностью по 30 т. Оболочки второй группы образуются из относительно небольших криволинейных или плоских элемен-
§ 10. ОБОЛОЧКИ
357
Рис. XV.93. Типы оболочек бортовыми элементами
а — цилиндрическая линная; б — складчатая в — цилиндрическая короткая; г — седлообразная,- д — оболочка" двоякой кривизны;
е — коноидальная
тов, соединяемых между собой и с диафрагмами. Сборку таких оболочек на целую ячейку здания производят или внизу, у места установки, с последующим подъемом и опиранием их на колонны, или наверху по установленным предварительно диафрагмам.
Рис. XV.94. Покрытие из цилиндрических оболочек, уложенных по фермам
В качестве примеров ниже приводятся решения сборных оболочек, разработанных рядом проектных и научно-исследовательских институтов.
На рис. XV.96 показана конструкция покрытия цеха с сеткой колонн 18X18 ж, решенная в виде оболочки двоякой кривизны с опиранием по контуру на арочные диафрагмы*. Оболочка образуется из двояковыпуклых
Рис.} XV.95. Покрытие из коноидальных оболочек элементов размерами в плане 3,75X3,75 ж. По контуру элементы окаймлены ребрами. Элементы, примыкающие к диафрагме, включают в себя и верхний пояс диафрагмы. Нижний пояс и решетка диафрагмы образуются из отдельных блоков — треугольников. Для освещения цеха в элементах оболочки предусматриваются отверстия, заполняемые стеклоблоками. Оболочку собирают на подмостях у места установки. Блоки диафрагм объединяют натяжением стержней затяжки. После сборки оболочку поднимают и устанавливают на колонны. Вес такой оболочки (площадью 324 ж2) — 54 г.
Расход материалов в оболочке на 1 ж2 покрытия (при нормативной нагрузке 325 кг 1м*) составляет: бетона 0,07 ж3, стали 13,3 кг. По тому же принципу разработана и осуществлена оболочка размером в плане 40x40 ж.
Вес оболочки 518 г, расход материалов на 1 ж2: бетона 0,13 ж3 и стали 20 кг.
Недостатками таких оболочек является сложность элементов и сборки, требующей установки высоких подмостей и мощных подъемных устройств. Верхнее освещение через стеклоблоки, уложенные на участках с малыми уклонами, мало эффективно: в зимний период блоки покрываются снегом, а в остальное время быстро загрязняются. Вопросы аэрации при такой конструкции покрытия также не решаются.
На рис. XV.97 приведена конструкция сборной цилиндрической длинной оболочки для покрытия зданий с шагом колонн 12 ж и пролетами 12, 15, 18, 24 и 30 ж**. Пролет оболочки равен пролету цеха, а длина волны — шагу колонн. Оболочка образуется из криволинейных элементов длиной, равной полуволне. Размер элемента вдоль образующей равен 3 ж. Каждый элемент включает участок нижнего бортового элемента и подфонарного борта в (пролетах с фонарем). Вдоль граней устраиваются ребра. В элементах оболочки с фонарем в зоне фонарной надстройки плита прерывается и пропускаются только ребра.
Крайний элемент, помимо участка нижнего бортового
♦ Разработаны Проектным институтом № 1 Министерства строительства РСФСР.
♦♦ Разработана ГПИ Ленпромстройпроекта.
ГЛАВА XV. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
358
элемента, включает также верхний пояс диафрагм. В бортовых элементах оставляют отверстия. Оболочку собирают на подмостях у места установки; после выверки оболочки швы между элементами заполняют бетоном, затем, по достижении бетоном необходимой прочности, Перез отверстия в бортах (нижних и верхних) Пропускают пучки высокопрочной проволоки, которые натягивают и закрепляют при помощи домкратов двойного действия. Так же напрягают и пучки затяжки. После инъецирования в каналы цементного теста или раствора и его затвердения оболочку поднимают и устанавливают на колонны.
Фонарь также устраивают из криволинейных элементов и устанавливают на стойки, закрепленные на диафрагмах. Вес оболочки при сетке колонн 12X18 м достигает 50 т. Расход материалов при такой сетке на 1 м2 площади цеха составляет: бетона 0,1 м3 и стали 10 кг. Недостатком этого решения является сложность опалубочных форм и большая трудоемкость и стоимость монтажа из-за необходимости устройства подмостей, заливки швов, натяжения пучков арматуры, инъецирования в каналы цементного теста, а также из-за необходимости применения кранов очень большой грузоподъемности. Оболочка описанной конструкции может быть собрана также наверху, на подмостях.
Рис. XV.96. Сборная оболочка двоякой кривизны
Рис. XV.97. Цилиндрические оболочки из криволинейных элементов а__монтажная схема бесфонарной секции; б — разрез по I—/; в — разрез по 2—2; « — вид по 3—3
§ 10. ОБОЛОЧКИ
359
териалов для такой оболочки на 1 лс2 (при нагрузке 150—200 кг/м2) составляет при сетке колонн 6X21 м: бетона 0,06 лс3 и стали 8 кг.
Другим примером оболочек, собираемых из элементов наверху, служит сборно-монолитная складчатая оболочка, образованная из плоских ребристых элементов размером в плане 3X12 м (рис. XV.100)*. Такие элементы устанавливают на арочные диафрагмы и соединяют с ними сваркой и заливкой бетоном.
Между собой все плиты соединяются сваркой в средней точке и последующей заливкой бетоном.
•. _Рис. XV.98. Железобетонные элементы двоякой кривизны для сборных оболочек покрытия
а —’средний элемент оболочки; б — крайний элемент оболочки; 1 — монтажный стальной борт
Ниже приводятся конструкции оболочек, собираемых из отдельных элементов наверху.
На рис. XV.98 и XV.99 дана конструкция сборной оболочки двоякой кривизны, предложенная инженером Догановым (Народная Республика Болгария). Оболочка образуется из криволинейных элементов двух типов: элементы первого типа (крайние) имеют три бортовых элемента, а элементы второго типа (средние) — два бортовых элемента. Эти элементы устанавливаются на сборные арочные диафрагмы. Характерной особенностью сборных элементов оболочки является применение в них временных стальных решетчатых бортов, которые вместе с железобетонными бортами обеспечивают прочность и жесткость элементов при распалубливании, при транспортировании и в период твердения бетона в швах после установки элементов на диафрагмы. После замоноличи-вания оболочки временные стальные бортовые элементы снимаются (они крепятся на болтах к железобетонной плите) и используются вновь. Связь между элементами оболочки образуется за счет перепуска арматуры и бетонирования шва. Толщина оболочки 30 мм. Расход ма-
ПоН (после понтам элементоб)
Рис. XV.99. Арки сборной конструкции покрытия, по которым укладывают элементы двоякой кривизны
Бортовые элементы оболочки и борт фонаря выполняются с применением подвесной опалубки. При наличии фонаря в средней зоне устанавливают две плиты размером 3X12 м, в которых оставляют только продольные и поперечные ребра, а полки не устраивают. Фонарь выполняется в виде треугольной надстройки из двух наклонных плит или железобетонных переплетов. Расход материалов на 1 лс2 покрытия для оболочки с подвесными транспортными устройствами при сетке колонн 12X24 м (нормативная нагрузка 350 кг/м2) составляет: бетона сборного и монолитного — 0,1 м3 и стали 8,7 кг. Следует отметить, что показатели расхода материалов для сборных железобетонных оболочек незначи-
* Разработана Гипротисом, ЦНИИСКом и НИИЖБом.
Рис. XV. 100. Сборная складчатая оболочка
а — конструкция оболочки у диафрагмы (слева бесфонарный пролет, справа—фонарный пролет); б — конструкция оболочки в пролете со схемой крепления подъемного транспорта к плитам (слева бесфонарный пролет, справа—фонарный);
1 _ монолитный железобетонный бортовой элемент; 2 — монолитный железобетонный оорт фонаря
Рис. XV. 101. Типы килевых оболочек а — для куполов; б — для сводчатых конструкций
тельно отличаются от соответствующих показателей в наиболее прогрессивных балочных конструкциях (например, в покрытиях из крупноразмерных железобетонных плит ЗХ'6 м с сегментными фермами), зато появляется ряд трудностей в изготовлении сборных элементов и в монтаже конструкций. Область рационального применения сборных железобетонных оболочек для покрытий еще не установлена, однако они, по-видимому, целесообразны лишь при крупных сетках колонн и во всяком случае при шаге колонн не менее 12 лс, преимущественно для бесфонарных зданий и при отсутствии особых требований в отношении аэрации (при кондиционировании воздуха).
Сборные железобетонные оболочки рассчитываются так же, как и монолитные, но с учетом условий монтажа и особенностей конструкции. Например, в складчатой оболочке (по рис. XV. 100) крупные плиты рассчитываются на собственный вес при перевозке и на монтажные нагрузки при сборке плит по схеме расчета обычных плит и балок, затем все покрытие — как пространственная складчатая конструкция на нагрузку от веса утеплителя, снега и подвесного транспорта с учетом связей, обеспечивающих в конструкции передачу усилий. Если, например, между плитами не обеспечена связь в поперечном направлении, то поперечные моменты при расчете оболочки приравнивают нулю. В этом случае плиту следует также рассчитать в поперечном направлении на местную нагрузку между ребрами. Окончательное армирование конструкции производят на суммарные усилия, полученные из указанных выше расчетов.
В зарубежной практике для сборных куполов и обычных плоскостных конструкций находят применение так называемые килевые оболочки, представляющие собой криволинейные элементы, усиленные ребром, расположенным в середине элемента. Типы таких элементов показаны на рис. XV.101—XV.103, причем элементы с переменной шириной применяют для куполов (рис. XV.102),
Рис. XV. 103. Тип килевой оболочки ’и примеры ее применения
а остальные для покрытий (рис. XV.103). При применении в покрытиях этих элементов необходимо наличие несущей конструкции вдоль пролета, что усложняет их применение в многопролетных зданиях. Кроме того, при применении таких элементов устройство верхнего света возможно лишь при шедовой конструкции или при конструкции покрытия с перепадами соседних пролетов по высоте. Применение килевых оболочек может быть целесообразным в куполах, в шедовых покрытиях, а также в отдельных случаях, в покрытиях однопролетных зданий и многопролетных — с поперечными фонарями.
ГЛАВА XVI
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
1. Общая характеристика зданий и технические требования
В зависимости от разнообразных условий технологического процесса и внутреннего производственного режима многоэтажные производственные здания можно разделить на несколько групп, каждая из которых требует идентичных конструктивных решений:
1) здания складского назначения с повторяющимися в плане и по высоте поэтажными секциями, с ритмичным расположением лестничных клеток и лифтовых шахт и со значительной полезной нагрузкой на междуэтажные перекрытия, например, базисные холодильники, склады консервов и др.;
2) здания с нормальным технологическим режимом, с равномерно расположенным оборудованием, с полезной нагрузкой на перекрытия в пределах 500—1 000 кг/м2 и с небольшим количеством отверстий в перекрытиях для пропуска санитарно-технических трубопроводов; в этих зданиях, так же как и в зданиях других групп, часто предусматривается подвесной горизонтальный транспорт — тельферы, конвейеры и т. п., который крепится непосредственно к конструкциям перекрытий; такие здания характерны для предприятий легкой и местной промышленности, легкого машиностроения, промышленности приборостроения, частично промышленности продовольственных товаров;
3) здания с резко выраженным вертикальным технологическим процессом, вызывающим необходимость устройства значительного количества отверстий разных размеров в междуэтажных перекрытиях для пропуска технологических и санитарно-технических коммуникаций, спусков, наклонных конвейеров, люков, шахт и т. п.; технологический режим помещений в этих зданиях, как правило, сухой или нормальной влажности; нагрузка на перекрытия не превышает 1 000—1 500 ка/лс2, однако имеются также местные тяжелые нагрузки от оборудования и промежуточных емкостей и отдельные динамические нагрузки; здания данной группы характерны для предприятий химической промышленности, частично промышленности продовольственных товаров и др.;
4) здания с технологическим режимом, протекающим в среде с большим количеством влаги, паровыделений и вредных для конструкций органических материалов и химических соединений — жиров, кислот, и т. п.; при применении сборных конструкций для этой группы зданий следует уделять особое внимание решению узлов соединения сборных элементов и мероприятиям по защите железобетона, подобным при
меняемым при строительстве таких зданий из монолитного железобетона; обычно в зданиях с мокрым производством технологический процесс организован по вертикали, вследствие чего характеристика зданий аналогична характеристике, относящейся к третьей группе' зданий. К этой группе относятся предприятия мясной и рыбной промышленности и отдельные предприятия легкой промышленности и промышленности продовольственных товаров.
Проектирование многоэтажных производственных зданий в сборных конструкциях должно удовлетворять, основному требованию — максимальной универсальности и типизации сборных элементов.
Можно выделить общие требования для производственных зданий с подобными характеристиками, на основе которых унифицируются основные параметры зданий, что позволяет разработать единые конструктивные решения и создать унифицированные сборные элементы с минимальным количеством типоразмеров » универсальные типы соединений элементов между собой..
2. Объемно-планировочные решения
Высота наземной части многоэтажных производственных зданий, определяемая технологическими требованиями, обычно колеблется в пределах от 16 до 30 С конструктивной стороны высота зданий в 30 м не является предельной, однако практически ее можно считать оптимальной на ближайшее время, так как существующие подъемные краны серийного производства обеспечивают монтаж сборных элементов весом до 5 г на высоту до 30 м. Увеличение высоты здания повышает трудоемкость подготовительных работ и монтажа; произведенное сравнение трудоемкости монтажа конструкций двух зданий высотой 18 и 28 м при одинаковой высоте этажей показывает увеличение на 10°/о трудоемкости мрнтажа для здания высотой в 28 м.
Количество этажей многоэтажных производственных зданий обычно колеблется в пределах 3—6; иногда а ( таких зданиях устраивают подвал или полуподвал.
Высоту этажей, согласно указаниям «Основных положений по унификации конструкций производственных зданий» (изд. 1957 г.), принимают кратной 60 см, причем не допускается применения в одном здании более-двух разных высот этажей. Для создания унифицированных сборных элементов колонн и лестниц рекомендуется ограничивать высоту этажей (от пола до пола) только двумя размерами 4,2 и 4,8 м\ высоту подвала следует принимать 3,6 м.
В практике проектирования, однако, получила значительное распространение высота этажа 5,4 м, что вызвано главным образом значительной общей высотой
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
362
сечений сборных конструкций перекрытий, достигающей 0,8— 1 м.
Ширина многоэтажных зданий определяется требованиями технологического процесса и нормами естественного освещения рабочих мест. В конструктивном отношении ширина зданий ограничивается параметрами существующих кранов; предельной шириной зданий следует считать 36 м. «Основными положениями по унификации конструкций производственных зданий> рекомендуется принимать ширину зданий 18, 24 или 36 м. Однако из тех же унифицированных конструкций можно также возводить здания шириной 30 м.
Практически возможно строительство зданий большей ширины при условии применения монтажных кранов, устанавливаемых на конструкциях строящихся зданий, — самоподъемных или разъемно-гнездовые. Примером может служить строительство шестиэтажного холодильника № 12 в Москве, монтаж сборных элементов которого производился разъемно-гнездовым краном системы Б. П. Краснополова.
Сетка колонн, т. е. размеры между разбивочными осями колонн в продольном и поперечном направлении зданий, принимается 6X6 м. Как правило, эти же размеры сохраняются между разбивочными осями колонн и стен.
Для некоторых отраслей промышленности допущены продиктованные технологическими требованиями размеры между разбивочными осями в поперечном направлении зданий 7+3+7 м при сохранении шага колонны в продольном направлении 6 м. Такое допущение вызывает существенное увеличение типоразмеров сборных элементов, так .как фактически, кроме универсальной сетки колонн 6X6 м, допущены сетки бХЗ>и и 7 X 6 м.
Сетка колонн 6X6 м для многих отраслей промышленности неэкономична и приводит к излишнему увеличению производственных площадей по сравнению с сеткой колонн 5X5 м, например, для мельниц, кондитерских фабрик, мясо-жировых корпусов мясокомбинатов, типографий и др.; в этих предприятиях оборудование и связанные с ним технологические линии удобно размещаются в пределак сетки 5X5 м. При больших размерах сетки колонн фактически увеличивается площадь проходов и коридоров; применение сетки колони 5X5 м позволяет сократить объем железобетона в сборных конструкциях на 20-±-22% по сравнению со зданиями с сеткой 6X6 м при одинаковых нагрузках на перекрытия. Дальнейшее увеличение размеров сетки колонн может быть достигнуто применением предварительно напряженных конструкций и созданием новых типов сборных элементов, например вспарушенных.
3. Расчетные нагрузки
С целью унификации и уменьшения типоразмеров сборных элементов конструкций нормативные полезные нагрузки на междуэтажные перекрытия производствен -ных здании пртптимзют равными: 500, 750^ Ц)СЮ» .L&QO и 2JJ00 кг/м2. Расчетные- нагрузки 'на чердачные пере--крЯТйИ иг-утепления и полезной нагрузки, а на покрытия от снега и конструкций кровли принимают от 350 до 550 кг/м2, кроме собственного веса сборных элементов.
Местные тяжелые нагрузки от оборудования, которые не могут быть восприняты второстепенными элементами перекрытий — плитами и настилами — рекомен. дуется передавать на большую площадь посредством распределительных стальных или деревянных подкладок или опирать на' основные прогоны и ригели путем укладки под оборудование специальных балок, разгружающих плиты и настилы.
Динамические воздействия на сборные конструкции требуют иногда специальных решений: устройства поглощающих массивов, применения виброгасителей и т. п. (см. главу XI). Обычные динамические нагрузки, наблюдаемые в многоэтажных производственных зданиях, воспринимаются в достаточной степени жестким соединением сборных элементов конструкций и тщательным замоноличиванием швов между ними.
4. Специальные конструктивные требования
Необходимость устройства технологических проемов и отверстий в перекрытиях вызывает усложнение и приводит к увеличению числа типоразмеров сборных конструкций для многоэтажных производственных зданий. При разработке технологической части проектов для разных отраслей промышленности следует предусмотреть унификацию расположения и размеров отверстий для технологических и санитарно-технических коммуникаций; целесообразно объединять коммуникации различного характера в общие шахты и вертикальные коллекторы с целью уменьшения количества отдельных отверстий и разнотипных сборных элементов конструкций.
Для больших проемов рекомендуется оставлять в перекрытиях отдельные места, не закладывая их плитами. Если площадь сборной плиты больше требуемого проема, участок вокруг проема бетонируется на месте. Для устройства в разных местах перекрытия технологических отверстий небольших размеров (до 60—80 см) целесообразно применять специальные типовые решетчатые плиты, допускающие пропуск коммуникаций почти в любом месте (пример такой плиты приведен на
Рис. XVI.1. Типовая железобетонная плита с технологическими отверстиями для перекрытий производственных зданий
1 — неиспользованное отверстие, заполненное бетоном на месте; 2 — арматурная сетка из проволоки диаметром 3—4 мм
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
363
Рис. XVI.2. Узлы крепления подвесного оборудования и транспорта к элементам перекрытия
а—- подвеска в швах между плитами перекрытия; б — закладные детали в плитах; в — крепление к прогону и закладная деталь; 2—подвеска; 2 — закладная деталь специального профиля; 3 — болт; 4 — стальная трубка диаметром 25 мм\ 5 — стальная трубка диаметром 25 мм с приваренным анкером
<рис. XVI.1). Неиспользуемые отверстия заделывают на месте бетоном с укладкой арматурной сетки.
Мелкие отверстия в плитах перекрытий можно просверлить электродрелью или иным приспособлением на строительной площадке перед монтажом либо после укладки Длит на место. Для крепления к нижней поверхности сборных элементов легкой проводки, например осветительной арматуры, можно пользоваться специальным пистолетом, вбивающим в бетон патроны мелкого диаметра.
Крепление подвесных трубопроводов, конвейеров, легкого оборудования, монорельсов и т. п. производят путем пропуска стальных подвесок в швах между плитами перекрытий (рис. XVI.2,а) или через предусмотренные заранее симметрично расположенные отверстия диаметром до 30 мм в типовых сборных плитах и прогонах (рис. XVI.3). Для крепления подвесок с нагрузкой более 1 т рекомендуется закладывать в сборные элементы стальные трубки или стальные закладные детали специальных профилей (рис. XVl.2,6 и в). Формы и габариты этих сборных элементов сохраняют такими же, как основных типовых, с увеличением при необходимости площади сечения рабочей арматуры.
В производственных зданиях с разветвленным подвесным транспортом значительной грузоподъемности или в тех случаях, когда технологический процесс требует, чтобы между подвесными путями и перекрытием было свободное пространство, рекомендуется опирать кон
струкции подвесных путей на консоли сборных колонн; в этом случае целесообразно закладывать в колонны стальные листы, к которым на строительной площадке приваривают стальные консоли. Такое решение позволяет сохранить основные типовые колонны и дает возможность устраивать стальные консоли на разной высоте (рис. XVI .4):
В зданиях с мокрым технологическим процессом производства следует обеспечить защиту сборных элементов конструкций и особенно швов и узлов соединения элементов от возможного их увлажнения. Особой тщательности требует замоноличивание и заделка отверстий в перекрытиях на участках с интенсивной влажностью и при наличии вредных химических соединений. В этих случаях рекомендуется боковые поверхности сборных элементов обрабатывать насечкой и стальными щетками для лучшего сцепления бетона в швах соединений. Кроме того, обязательно по выравнивающей стяжке поверх перекрытий наносить специальное защитное покрытие (см. главу XII).
Для производственных зданий, в которых технологический процесс протекает с большими паровыделениями и при наличии органических соединений и веществ, не допускается применения сборных пустотных элементов конструкций, например многопустотного настила, коробчатых балок и т. п. Не рекомендуется применять пустотные элементы конструкций также в зданиях, в которых существует резкая разница между температур-
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
364
750 i-750-J 750 1-750-
{^1200—J— 1700—I— 1200—I
--------------200-------------------
Рис. XVI.3.£ Примерная разбивка отверстий в сборных железобетонных элементах перекрытий для подвески трубопроводов и легкого оборудования
а — прогон; б — плита балочных перекрытий; в и г — плиты безбалочных перекрытий;
1 — отверстия диаметром 20—30 мм
но-влажностными режимами смежных помещений, например в производственных холодильниках, молочных
Рис. XVI.4. Стальные закладные детали в сборных железобетонных колоннах для приваривания консолей
7 — консоль подвесного пути; 2 — закладная деталь (стальной лист); 3 — сварка
Лестницы и лифты, служащие для связи между этажами и для эвакуации людей, располагаются в соответствии с требованиями технологического процесса и противопожарными нормами проектирования. Вместе с тем расположение лестничных клеток и лифтовых
шахт, а также других проходящих через все этаж» крупных вертикальных конструкций (вентиляционных шахт, сушильных башен, отдельных силосов), имеет большое значение для обеспечения общей жесткости-здания. Пример удачного в конструктивном отношении расположения лестниц и лифтов в типовых проектах многоэтажных производственных зданий, при котором горизонтальные нагрузки передаются на конструкции лестничных клеток и лифтовых шахт, приведен на рис. XVI.5.
Промышленные печи, как правило, должны быть отделены швами от основных сборных конструкций зданий — колонн и элементов перекрытия — и должны иметь самостоятельные фундаменты. При стесненных габаритах допускается при соответствующем обосновании расчетом установка печей на общих фундаментах с колоннами здания. Дымоходы должны опираться на конструкции печей и проходить через отверстия в сборных плитах перекрытий.
В зданиях, в которых температура воздуха в помещениях значительно отличается от температуры наружного воздуха и воздуха в смежных помещениях (например, в холодильниках, в сушильных камерах), устраивают теплоизоляцию стен и перекрытий. Для создания непрерывности теплоизоляции наружных стен и междуэтажных и чердачных перекрытий между наружным» стенами и конструкциями примыкающих колонн и пере-
§ 1 КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
365
Рис. XVI.5. Вариант расположения лестниц и лифтов в многоэтажных производственных зданиях
Рис. XV1.6. Теплоизоляция наружных стен и перекрытий охлаждаемых помещений а — при балочных перекрытиях; б *— при^безбалочных перекрытиях
крытий оставляют расстояние в 200 мм для пропуска изоляции стен; изоляцию перекрытий укладывают поверх сборных элементов по выравнивающей стяжке и соединяют с изоляцией стен (рис. XVI.6).
5. Наружные ограждения
Наружные ограждения многоэтажных производственных зданий целесообразно выполнять сборными в целях повышения индустриальности конструкций, максимального использования подъемных механизмов и уменьшения мокрых процессов в строительстве. Наиболее приемлемыми в конструктивном отношении являются стены из крупных блоков — бетонных (шлакобетонных, ракушебетонных, керамзитобетонных, армопенобетонных и др.) и кирпичных в зависимости от наличия местных материалов и температурно-влажностного режима помещений. Бетонные блоки могут быть сплошного сечения и пустотные; в зданиях с влажным и мокрым технологическим процессом производства применение -пустотных блоков не допускается из-за возможности конденсации паров в пустотах. Крупные блоки удобны для монтажа, имеют несложное соединение друг с другом и обладают несущими и термическими свойствами, необходимыми для наружных ограждений.
Возможно применение ограждений из сборных железобетонных панелей с вмонтированным на заводах или полигонах утеплителем. Однако подобные ограждения нельзя считать оптимальными для производственных зданий, находящихся в условиях динамического воздействия технологического оборудования и наличия тяжелого температурно-влажностного режима; в указанных условиях с течением времени вертикальные соединения сборных панелей могут расстроиться и стать проницаемыми для паров и конденсата. Работы по монтажу, креплению и соединению сборных панелей, анкеровке их к перекрытиям и дополнительному устройству утепления в вертикальных и горизонтальных стыках сложнее, чем при применении крупных стеновых блоков.
Размеры крупных стеновых блоков и панелей принимают вдоль стены кратными 500 мм, по высоте кратными 600 мм. «Основными положениями по унификации конструкций производственных зданий» рекомендуется применять стеновые блоки с размерами по длине 1— 3 м, по высоте 0,6—1,8 м.
Сборку стен из крупных блоков производят с перевязкой швов и заполнением легким бетоном вертикальных каналов в стыках блоков по мере установки их на место. Междуоконные простенки из крупных блоков следует проектировать шириной, равной продольным размерам блоков (1—3 м).
Строительство многоэтажных производственных зданий со сборными конструкциями в сейсмических районах осуществляется с соблюдением общих требований унификации сетки колонн, высот этажей и т. п. и применением типовых сборных элементов, принятых для строительства в несейсмических районах. При проектировании надлежит руководствоваться дополнительными указаниями по расчету конструкций, обеспечению отсечности зданий, замоноличиванию соединений сборных элементов и созданию связи сборных конструкций со стенами в соответствии с требованиями «Норм и правил строительства в сейсмических районах» (СН 8-57).
6. Требования к сборным элементам конструкций
Вес элементов сборных конструкций многоэтажных зданий ограничивается мощностью монтажных кранов, принятых для строительства, и условиями перевозки
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
366
Рис. XVI.7. Поперечные разрезы многоэтажных производственных зданий с самонесущими стенами и со сборными железобетонными перекрытиями
а — балочными; б — безбалочными
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ
367
элементов к месту строительства. Вес сборных элементов до 3 т является оптимальным как для монтажа, особенно для широких зданий, так и для изготовления и транспортирования их со специализированных заводов и крупных полигонов. Элементы весом около 5 т целесообразно изготовлять на строительной площадке.
Вес крупных блоков для наружных стен можно принять до 5 т, так как изготовление и транспортирование их весьма несложны, укрупнение же элементов сокращает количество соединений и облегчает членение стен по фасаду.
Для того чтобы избежать усложнения опалубочных форм и облегчить изготовление и транспортирование элементов сборных конструкций, следует закладные детали для соединения конструкций помещать целиком в пределах опалубочных форм элементов и затем соединять сваркой либо непосредственно, либо при помощи стальных накладок, отрезков арматурной стали и т. п.
Габариты сборных элементов для многоэтажных зданий определяются условиями их транспортирования и монтажа. Следует стремиться к укрупнению элементов в пределах заданного веса в целях уменьшения общей протяженности монтажных швов и количества узловых соединений.
7. Типы конструктивных решений зданий
В конструктивном отношении многоэтажные производственные здания могут быть разделены на следующие группы.
1) Здания с полным сборным железобетонным каркасом и наружными самонесущими стенами. В таких зданиях стены несут только собственный вес, нагрузка от перекрытий передается целиком на железобетонный каркас (рис. XVI.7).
Крайние по периметру здания колонны каркаса могут быть поставлены либо возле наружных стен, либо на расстоянии 1—1,5 м от стены; последнее решение применимо для зданий со сборными безбалочными перекрытиями, так как позволяет уменьшить число типоразмеров сборных колонн и элементов перекрытий в тех случаях, когда такому размещению колонн не препятствует технологический процесс, например, в базисных холодильниках, складских зданиях и др. При этом следует иметь в виду, что такое решение требует, как правило, устройства самостоятельных фундаментов под стены, в то время как при установке крайних колонн у наружных стен стены могут опираться на фундаментные балки и общий фундамент с пристенными колоннами.
Конструктивное решение зданий с самонесущими стенами позволяет предусмотреть раздельное, сооружение сборного железобетонного каркаса и стен, что особенно рационально при возведении стен из крупных блоков и панелей.
2) Здания с полным сборным железобетонным каркасом со стеновым заполнением. В таких зданиях для заполнения стен применяют местные легкие материалы или материалы малой прочности (например, ракушечник или бетонные камни невысоких марок).
Стеновое заполнение целесообразно выносить за наружную грань крайних колонн, не совмещая сборные элементы, несущие заполнение, со сборными конструкциями перекрытия (рис. XV1.8). Расположение балок, несущих стеновое заполнение, непосредственно над оконными проемами позволяет отказаться от установки сборных перемычек.
Для зданий с полным железобетонным каркасом со
стеновым заполнением требуется изготовление дополнительных типов сборных конструкций — колонн и балок,
однако последнее компенсируется возможностью использования имеющихся в районе строительства местных стеновых материалов. Здания такого типа могут широко применяться и для строительства в сейсмических районах, где строительство с самонесущими стенами требует сложной анкеровки стен.
3) Здания с несущими стенами и внутренним сборным железобетонным каркасом, без крайних (пристенных) колонн. В таких зданиях стены несут нагрузку от собственного веса и нагрузку на прилегающей к ним площади всех перекрытий.
Такое решение приемлемо для отапливаемых производственных зданий высотой 3 — 4 этажа с наружными стенами, обладающими значительной несущей способностью благодаря достаточной толщине, назначаемой по требованиям термического сопротивления стенового материала. В зданиях этого типа по сравнению с первым уменьшается объем сборного железобетона и сокращается количество типов сборных элементов — крайних и угловых колонн; особенно экономически выгодно строительство таких зданий при наличии подвала.
В целях применения для крайних (пристенных) пролетов здания тех же типовых сборных элементов перекрытия, что для сред-
них пролетов, наружные стены следует сместить с разбивочных осей, чтобы уменьшить расстояние между стенами и ближайшими внутренними колоннами; если по технологическим причинам такое уменьшение невозможно, надлежит выполнять стены с пилястрами, располагаемыми против осей внутренних колонн. В крайнем случае может быть допущена разработка дополнительных типов
Рис. XVI.8. Фрагмент разреза многоэтажного производственного здания со сборным каркасом и стеновым заполнением
1 — сборная колонна; 2 — сборная балка
конструкций перекрытий для пристенных пролетов. Описанный тип многоэтажных зданий особенно целе-
сообразен при возведении стен из крупных бетонных или кирпичных блоков, что дает возможность организовать беспрерывный монтаж всех элементов
здания.
8. Типы перекрытий
Сборные конструкции междуэтажных и чердачных перекрытий многоэтажных производственных зданий применяют трех типов: балочные, безбалочные и кессонные. Эти типы конструкций детально разработаны проектными и научно-исследовательскими институтами и уже получили практическое применение, причем особенно детально разработаны балочные перекрытия, менее всех — кессонные. Недостаточно еще распространено сборное перекрытие из сводчатых и вспарушен-
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
368
ных элементов, хотя уже имеются заслуживающие внимания .предложения таких перекрытий.
Сборные балочные перекрытия состоят из простых в изготовлении элементов с несложными узловыми соединениями, удобных для монтажа.
Наиболее универсальным является конструктивное решение сборных перекрытий балочного типа в виде прогонов, опирающихся на консоли колонн и укладываемых по ним (сверху) крупнопанельных ребристых плит (рис. XVI.7,а). Сборный многопустотный настил менее экономичен, чем ребристые плиты, так как увеличивается расход бетона, стали и общая стоимость перекрытия.
Существенным недостатком балочной конструкции перекрытия для производственных зданий является большая общая высота сборных элементов. При опирании плит и настилов на полочки, выступающие с боков прогонов, можно несколько уменьшить высотные габариты конструкций. Общий вид типового поперечного разреза здания с балочными перекрытиями приведен на рис. XVI.7,a.
Сборные безбалочные перекрытия названы безбалочными вследствие того, что их наружные очертания близки к очертаниям монолитных железобетонных безбалочных перекрытий. Перекрытия решаются следующим образом: на колонны надевают капители пирамидального вида или плоские, на которые укладывают ребристые плиты или многопустотные настилы. Типовой поперечный разрез здания с безбалочными конструкциями приведен на рис. XVI.7,6.
В эксплуатационном и экономическом отношении безбалочные перекрытия имеют существенные преимущества. Основное из них то, что высота этажа уменьшается не менее чем на 60 см, вследствие чего общая
строительная стоимость здания сокращается на 2,5— 3%, а для здания с мелкочлененными помещениями до 6%. Существенно упрощается устройство горизонтальных трубопроводов, вентиляционных коробов и технологических коммуникаций. Для зданий с мокрым производственным процессом, особенно при наличии паровы-делений с содержанием органических соединений, или для зданий с помещениями, имеющими разный температурно-влажностный режим, применение безбалочного типа перекрытий диктуется санитарными и технологическими условиями эксплуатации.
Сборные безбалочные перекрытия состоят из простых в изготовлении элементов плит и настилов; как подтвердил опыт строительства, изготовление капителей, имеющих несколько более сложную форму, также не вызывает особых затруднений. Монтаж сборных элементов несколько сложнее, чем в балочном перекрытии, но производится обычными строительными приемами.
Тип кессонного сборного перекрытия представлен в проектной практике в виде системы перпендикулярно расположенных балок, опирающихся на консоли или уширенные оголовки колонн, и многопустотных настилов, которые укладывают по балкам.
9. Привязка колонн и стен к разбивочным осям
Геометрические оси внутренних колонн должны совпадать с разбивочными осями рядов здания в обоих направлениях. В зданиях с балочными сборными перекрытиями пристенные колонны следует размещать так, чтобы разбивочная ось продольного ряда проходила внутри сечения колонны на расстоянии 250 мм от на
Рис. XVI.10. Привязка к разбивочным осям а —внутренних стен; б — колонн у температурного шва при балочных перекрытиях; в —то же, при безбалочных перекрытиях
Рис. XVI.9. Привязка крайних колонн и наружных стен к разбивочным осям
zz — при балочных перекрытиях; <5 — при безбалочных перекрытиях
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ
"369
ружной грани колонн (рис. XVI .9,а), поперечные разбивочные оси совмещаются с осями колонн. В зданиях с безбалочными перекрытиями оси колонн у наружных стен в обоих направлениях должны совпадать с осями рядов (рис. XVI.9,6).
При устройстве внутренних самонесущих стен предусматривают вставку между разбивочными осями колонн каркаса, примыкающих с обеих сторон стены, причем оси колонн совпадают с осями ряда (рис. XVI, 10,а). Привязку внутренних несущих стен, так же как и наружных, рекомендуется осуществлять таким образом, чтобы оси стен совпадали с разбивочными осями здания.
Температурные швы устраивают, как правило, из парных колонн. При этом в зданиях с балочными перекрытиями ось температурного шва совмещается с разбивочной осью ряда, вследствие чего уменьшается расстояние между парными колоннами у температурного шва и колоннами смежных поперечных рядов (рис. XVI. 10,6); если размещение оборудования не позволяет уменьшить расстояние между колоннами, допускается устройство вставки между поперечными осями парных колонн.
В зданиях с безбалочными перекрытиями температурные швы решаются всегда из парных колонн со вставкой. Оси парных колонн температурных швов со вставками как при балочных, так и при безбалочных перекрытиях совпадают с осями ряда (рис. XVI. 10,в).
Осадочные швы устраивают на двойных колоннах с соблюдением правил привязки, принятых для температурных швов. Следует стремиться к совмещению температурных и осадочных швов.
10. Конструктивные схемы
В конструктивном отношении сборный железобетонный каркас многоэтажных производственных зданий с балочными перекрытиями следует, как правило, решать в виде шарнирно-связевой системы с передачей ветровых и других горизонтальных нагрузок на жесткие вертикальные связи. Горизонтальные нагрузки воспринимаются непосредственно междуэтажными перекрытиями, которые после соединения сборных элементов и замо-ноличивания швов работают как жесткие диски (горизонтальные диафрагмы) и передают нагрузку на вертикальные связи. Передача горизонтальных сил на сборный каркас должна быть обеспечена надежным соединением стен стальными анкерами с перекрытиями или с крайними колоннами каркаса на уровне перекрытий; расстояние между анкерами должно быть не более 6 м. В зданиях с несущими стенами следует предусмотреть поэтажную анкеровку стен к конструкциям перекрытий.
В качестве жестких вертикальных связей следует использовать конструкции лестничных клеток и лифтовых шахт, поперечные кирпичные стены толщиной не менее 120 мм и железобетонные толщиной не менее 60 мм или отрезки стен.
Перекрытия рассчитывают в горизонтальной плоскости на восприятие ветровых нагрузок, как однопролетные балки или балки с консолями, опирающиеся на вертикальные поперечные конструкции. При расстоянии между поперечными вертикальными конструкциями до 50 м расчет перекрытий можно не производить. Для строительства в сейсмических районах максимальное расстояние между поперечными жесткими конструкциями, при которых не требуется расчета перекрытий в горизонтальной плоскости, принимается согласно указаниям «Норм и правил строительства в сейсмических районах» (СН 8-57).
Вертикальные конструкции жесткости рассчитываются на восприятие боковых горизонтальных сил, как
24 Зак. 2065
консольные балки, заделанные в основание. При ослаблении вертикальных поперечных конструкций жесткости в нижних этажах проемами их рассчитывают как ряд консольных балок, имеющих одинаковые прогибы и воспринимающих общую горизонтальную нагрузку, приложенную в уровне перекрытий, или как многоэтажные рамы; прогиб вертикальных конструкций жесткости допускается не более ^2000 общей высоты здания. Конструкции лестничных клеток и шахт можно рассчитывать как балки коробчатого сечения.
В местах ослабления перекрытий или вертикальных конструкций жесткости большими отверстиями следует предусмотреть усиление их в виде окаймляющих железобетонных или стальных рам, стальных раскосов и других компенсирующих ослабление устройств.
Жесткая конструктивная схема в виде рамной .системы с передачей ветровых и других горизонтальных нагрузок на железобетонный каркас здания не рекомендуется для многоэтажных зданий. Решение каркаса как рамной системы вызывает увеличение сечений сборных элементов и усложнение узлов сопряжений.
Для многоэтажных зданий со сборными безбалочными перекрытиями, а также балочными с тяжелой полезной нагрузкой рекомендуется принять конструктивную схему железобетонного каркаса, при которой элементы каркаса работают и рассчитываются на восприятие вертикальных нагрузок как рамы с жесткими узлами; ветровые же и другие горизонтальные силы передаются через перекрытия на поперечные вертикальные связи. Такую систему можно условно назвать рамно-связевой. Для рамно-связевой системы перекрытия и вертикальные конструкции жесткости рассчитываются на восприятие горизонтальных нагрузок так же, как для шарнирно-связевой системы.
Характер соединений (сопряжений) сборных элементов конструкций решается в зависимости от принятой при проектировании здания конструктивной системы каркаса.
Для шарнирно-связевой системы предусматривается шарнирное соединение элементов посредством стальных закладных деталей, свариваемых между собой, или соединение сваркой выпусков арматуры из сборных элементов. Назначение подобных соединений состоит в обеспечении устойчивости каркаса на время монтажа и общей жесткости после замоноличивания — заполнения швов между элементами бетоном или раствором.
Шарнирное соединение позволяет принять простое армирование сборных элементов и обеспечить удобство монтажа каркаса, особенно в зимнее время. В то же время вследствие разрезности конструкций общее количество стали, расходуемой на конструкции и соединения, больше, чем при жестких соединениях.
Для рамной и рамно-связевой системы каркаса принимают жесткие соединения, позволяющие рассчитывать конструкции как неразрезные. Жесткие соединения следует проектировать смешанными с передачей растягивающих усилий при изгибе через свариваемые стальные закладные детали или путем сварки выпусков основной арматуры сборных элементов; центральное сжатие и сжимающие усилия при изгибе воспринимаются бетоном, заполняющим соединение. Для заполнения следует принять бетон марки не ниже 200.
При устройстве жестких соединений следует, кроме основных закладных деталей, предусмотреть конструктивные закладные детали в сжатой зоне в целях создания необходимой устойчивости каркаса без немедленной заливки бетоном или раствором мест соединений элементов. Такое решение позволяет собирать каркас без задержки, вызванной заполнением соединений бетоном в процессе монтажа и необходимостью выдерживания бетона до его затвердения. Заполнение бетоном можно
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
370
производить одновременно с замоноличиванием всех элементов перекрытий одного или нескольких этажей.
Особенности расчета при проектировании многоэтажных зданий со сборными конструкциями заключаются в том, что, кроме расчета отдельных сборных элементов, необходимо произвести расчет достаточной прочности и устойчивости здания в процессе монтажа сборных конструкций до возведения стен и замоноличи-вания швов и узлов л расчет работы всех сборных элементов после соединения их между собой и с ограждающими конструкциями.
В проекте должны быть даны указания о последовательности монтажа конструкций и сопряжений сборных элементов, а также по применению временных креплений и приспособлений — связей, расчалок, кондукторов и др. (см. главу XXIV).
11. Сборно-монолитные конструкции
В практике проектирования многоэтажных производственных зданий весьма важно определить границы рационального применения сборных железобетонных* конструкций.
Рис. XVI.11. Сборно-монолитные железобетонные конструкции
а — первый вариант (тавровые балки с выпусками хомутов); б — второй вариант (балки коробчатого сечения с последующим заполнением бетоном), /—выпуски хомутов из сборной балки таврового сечения; 2 — дополнительная арматура на опоре балок; 3 — бетон, замоноли-чивающий конструкцию; 4 — сборные балки коробчатого сечения;
5 — сборные колонны; 6 — дополнительная арматура колонн; 7—сварка
Вследствие разнообразия технологических процессов в различных отраслях промышленности к зданиям часто предъявляются различные специальные требования, нарушающие единство конструктивных решений и лишающие возможности массового применения типовых сборных конструкций.
Так, иногда требование увеличить расстояние между колоннами вызывает необходимость разработки уни
кальных сборных конструкций, часто большого веса. При наличии больших динамических воздействий от оборудования, например компрессорных установок, дробильных агрегатов и др., приходится предпринимать специальные работы по обеспечению жесткости и монолитности сборных конструкций. Большое количество разнообразных и разбросанных технологических проемов и отверстий в некоторых случаях делает невозможным применение типовых сборных элементов. Большой вес сборных элементов приводит к необходимости установки мощных подъемных кранов для монтажа, что часто удорожает строительство отдельных зданий.
В . приведенных случаях может оказаться более целесообразным строить здания в монолитном железобетоне. Поэтому в каждом отдельном случае следует при проектировании обосновать экономическую целесообразность выбранного варианта конструкций.
Однако во всех случаях следует сохранить основное преимущество сборных конструкций, а именно: отсутствие на строительной площадке опалубочных и арматурных работ. Это может быть достигнуто также и при строительстве из смешанных, сборно-монолитных конструкций.
Сборно-монолитными конструкциями являются такие конструкции, которые выполняются непосредственно на месте строительства путем объединения легких сборных железобетонных элементов, служащих временно опалубочной формой, и бетонного заполнения. Сцепление бетонного заполнения с бетоном сборных элементов обеспечивает включение сборных опалубочных форм в совместную работу со свежеуложенным бетоном и получение единых железобетонных конструкций — балок, плит, фундаментов, колонн и других элементов (рис. XVI.1I).
Сборные элементы рассчитываются на восприятие только монтажных нагрузок и веса бетонного заполнения. Вместе с тем в них, как правило, должна быть уложена при изготовлении основная (расчетная и конструктивная) арматура, требуемая для работы конструкций в окончательном виде после затвердения бетона. Дополнительную арматуру, например верхнюю опорную арматуру прогонов и балок, арматуру плит в местах соединения с балками, арматуру в стыках колонн, ставят на месте перед заполнением опалубочных элементов бетоном.
Сборные элементы описанных конструкций можно изготовить на месте строительства, так как они не требуют такой точности изготовления, как чисто сборные конструкции; марку бетона сборных элементов можно снизить до 150. Шероховатая внутренняя поверхность опалубочных элементов обеспечивает хорошее сцепление заполнения с бетоном. Для облегчения веса сборных элементов можно изготовить их с ребрами с внутренней стороны.
Применение сборно-монолитных конструкций освобождает строительство от опалубочных и основных арматурных работ и т. п. Работы по бетонированию конструкций на месте, правда, значительны, но составляют лишь часть общего объема бетонных работ на строительстве. Сами сборные элементы обладают сравнительно небольшим весом и их можно монтировать несложными подъемными устройствами.
Вместе с тем следует иметь в виду, что строительство с применением сборно-монолитных конструкций может привести к удлинению сроков строительства и увеличению объема мокрых процессов, а также увеличению общего веса здания. Вследствие этого сборномонолитные конструкции не могут заменить чисто сборные конструкции и рекомендуются к применению лишь в оговоренных выше случаях.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
371
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Элементы стен
Сборные элементы для несущих стен многоэтажных производственных зданий проектируются в виде крупных бетонных или кирпичных блоков (рис. XVI.12). Для самонесущих стен применяются также крупные стеновые блоки или железобетонные ребристые панели с утеплением (рис. XVI.13). Для стен из материалов малой прочности, решенных в виде заполнения основного сборного железобетонного каркаса здания, применяют различного вида крупные блоки, размеры которых определяют из условия их транспортирования и монтажа.
Членение наружных стен из крупных блоков производят в соответствии с высотой этажей, расположением и размерами оконных проемов. Поэтажное членение стен из крупных блоков принимают многорядное—из рядовых и угловых блоков высотой от 0,6 до 1,8 м и надоконных перемычечных блоков (рис. XVI.14). Длина перемычеч-ных блоков — от 2,5 до 6 м, высота 0,6 м, опираются они на межоконные простенки. Перемычечные кирпичные блоки длиной 2,5 м (рис. XVI. 12,е) изготовляются с армированным бетонным слоем по низу основного материала блока; перемычечные кирпичные блоки длиной более 2,5 м (рис. XVI.12,rwc) изготовляются вместе с ранее выполненной сборной железобетонной балкой прямоугольного или Г-образного сечения при сохранении общей высоты 0,6 м. Для стен из крупных бетонных блоков применяют армированные бетонные блоки-перемычки (рис. XVI.12,в). В стеновых блоках предусматривают
Рис. XVI.12. Крупные стеновые [блоки для многоэтажных производственных зданий
а — бетонный блок основной; б — то же,'угловой; в—то же, перемычечный; г — кирпичный блок основной; д — то же, угловой; е — то же, перемычечный длиной 2,5 м; ж — то же, перемычечный длиной более 2,5—6 м; 1 — наружная поверхность; 2 — декоративный слой
Рис. XVI. 13. Крупные железобетонные панели для стен многоэтажных производственных зданий а — простеночная панель; б — подоконная панель; 1 — стальные закладные детали; 2 — железобетонная панель; 3 — утеплитель (минеральная пробка); 4 — пароизоляция; 5 — металлическая сетка; 6 — цементная стяжка
24*
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
372
Рис. XVI.14. Членение наружной стены из крупных блоков
Рис. XVI.16. Членение наружной стены из крупных панелей
Рис. XVI.15. Детали крепления кирпичных стен к пе-
рекрытиям
а — при балочных перекрытиях; б — при безбалочных перекрытиях; 1 — к злонна
Рис. XVM7. Установка и крепление сборных стеновых панелей
/ — стальная закладная деталь; 2— стальная накладка
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
373
боковые вертикальные пазы или четверти для последующего заполнения легким бетоном каналов, образующихся на стыках блоков при их установке.
Несущие стены из крупных блоков связывают с торцовыми и внутренними поперечными стенами здания сетками из гладкой стали, укладываемыми во все горизонтальные швы по высоте кладки стен. Кроме того, стены крепят поэтажно к сборным элементам перекрытий и покрытия стальными анкерами.
Для крепления самонесущих стен из крупных блоков к каркасу здания предуоматривают укладку в наружных стенах на уровне каждого этажа сборных железобетонных обвязочных балок, которые соединяют между собой и с конструкциями перекрытия сваркой закладных деталей и специальных анкеров. Стены из обычной кирпичной кладки крепят поэтажно непосредственно к сборным элементам перекрытий гибкими анкерами. Пример такого крепления приведен на рис. XVI. 15.
Анкеры рассчитываются по указаниям, приведенным в «Нормах и технических условиях проектирования каменных и армокаменных конструкций» (НиТУ 120-55); для зданий с самонесущими стенами анкера рассчитываются, кроме того, на ветровой отсос. При анкеровке стен к перекрытиям нет необходимости в проверочном расчете самонесущих стен на продольный изгиб; пре
дельное отношение высоты участков стены между анке* рами к толщине кладки принимают как для стен, свя» занных непосредственно с междуэтажными перекрьь тиями, согласно указаниям «Норм и технических условий проектирования каменных конструкций» (НиТУ 120-55).
Поэтажное членение самонесущих стен из железобетонных панелей целесообразно проектировать двух^-рядное — из простеночных и подоконных панелей (рис. XVI. 16).
Простеночные панели принимают высотой, равной высоте этажей. Размеры подоконных панелей принимаются: ширина (вдоль стен) равной ширине окон, а высота— 1,2 и 1,8 м. Для глухих участков применяют горизонтально расположенные панели длиной до 6 м и доборные элементы к ним.
Сборные железобетонные стеновые панели, как правило, выполняются ребристыми с выступами и четвертями с боков для защиты от прямого проникания наружного воздуха в стыках (рис. XVI. 13). Панели могут быть сплошными и с проемами для окон и дверей. Ввиду значительных размеров оконных проемов в производственных зданиях рекомендуется применять сплошные стеновые панели, не требующие устройства дополнительных ребер жесткости для окаймления проемов и удобные в монтаже; проемы же образуются незаполненным пространством между панелями.
Рис. XVI.18. Сборные железобетонные перегородки
а — общий вид; б — типовая панель; в — стойка; г — распределительная плита; 4 — верхняя обвязка; е — нижняя обвязка
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
374
•Железобетонные панели утепляют на заводах или полигонах различными теплоизоляционными материалами: пенобетоном, пеносиликатом, минеральной пробкой и др. Вид утеплителя и толщина его определяются климатическими условиями района строительства и температурно-влажностным режимом производства в проектируемом здании. Поверх утепления, помещаемого с внутренней стороны, наклеивают пароизоляционный слой из рулонных материалов; в наружных стенах охлаждаемых помещений пароизоляционный слой наклеивают с наружной стороны теплоизоляции по внутренней поверхности панелей. При изготовлении панелей наружную поверхность их можно офактуривать декоративным бетоном, облицовывать керамическими плитками и т. п. Внутреннюю поверхность обрабатывают штукатуркой по металлической сетке, укладываемой поверх пароизоляционного слоя (рис. XVI.13).
Самонесущие стены из железобетонных панелей представляют собой панели, установленные друг на друга на всю высоту здания, без промежуточных несущих конструкций, и связанные поэтажно анкерами с элементами перекрытий (рис. XVI.17); панели устанавливаются на цементно-известковом растворе. Железобетонные стеновые панели рассчитываются на восприятие всей нагрузки от веса вышележащих панелей, включая утепление и отделку, и ветровой нагрузки.
Соединение панелей между собой осуществляется при помощи свариваемых закладных деталей. После установки панелей открытые стальные детали должны быть обмазаны антикоррозийным составом, швы проконопачены и разделаны снаружи раствором.
Самонесущие стены из крупных блоков и сборных железобетонных панелей рассчитываются на ветровую нагрузку поэтажно, как однопролетные балки с шарнирными опорами на уровне перекрытий.
Стены подвалов проектируются обычно из сборных крупных бетонных сплошных или пустотных блоков прямоугольного сечения. Рекомендуется применение пустотных блоков с замкнутыми или вертикальными пустотами, позволяющими получить хорошую заделку вертикальных швов. Не допускается применение пустотных блоков при наличии очень влажных и насыщенных водой грунтов.
Внутренние перегородки между производственными помещениями могут быть сборными (из крупных железобетонных панелей) или несборными (кирпичные или из бетонных камней). Обычно предъявляемые, требования крепления перегородок к колоннам и конструкциям перекрытий приводят к усложнению изготовления типовых элементов и производства строительных работ. Между тем, как показала практика строительства и эксплуатации, кладка кирпичных горизонтально армированных перегородок толщиной 120 мм в распор с колоннами вполне обеспечивает прочность и устойчивость перегородок. Для крепления перегородок высотой более 4 м целесообразно ставить на колонны по несколько стяжных хомутов из полосовой стали с дАстоянием между ними 0,8—1 м. К хомутам приваривают концы горизонтальной арматуры, укладываемой в швах кладки по мере возведения перегородок.
Перегородки, разделяющие служебные и подсобные цеховые помещения не на всю высоту этажа, можно проектировать из сборных железобетонных элементов или кирпичными. Сборные перегородки применяют либо в виде сборных стоек с боковыми пазами и закладываемых в пазы глухих и решетчатых железобетонных досок толщиной 40—50 мм, либо в виде стоек с верхней и нижней сборной обвязкой и вертикальных железобетонных панелей (рис. XVI.18), аналогично принятым в
«Типовых рабочих чертежах сборных железобетонных перегородках одноэтажных промышленных зданий» (ТЧ 36-56/МСПМХП).
2. Фундаменты
Для многоэтажных зданий с несущими стенами применяют ленточные фундаменты из типовых сборных железобетонных фундаментных блоков. Нижние элементы сборных фундаментов — подушки — могут быть сплошные, трапецеидального сечения (рис. XVL19,a) или с боковыми ребрами (рис. XVI. 19,6). Ширина блоков оп-
Рис. XVI.19. Ленточные фундаменты из крупных блоков
а — с фундаментными подушками трапецеидального сечения; б — с ребристыми фундаментными подушками; /и 2 — фундаментные подушки 3— фундаментные блоки прямоугольного сечения
ределяется величиной вышележащей вертикальной нагрузки и принятым расчетным давлением на грунт. По нижним фундаментным блокам — подушкам — укладывают сборные бетонные блоки прямоугольного сечения шириной, равной (или несколько большей) толщине опирающейся на них кладки стен. Эти блоки кладут на растворе, с перевязкой швов.
В зданиях с железобетонным каркасом и самонесущими стенами последние опираются на фундаментные балки прямоугольного сечения; при большой толщине стен можно укладывать рядом по две однотипных фундаментных балки (рис. XVI.20).
Фундаментные балки опираются на фундаменты пристенных колонн каркаса. При наличии примыкающей к стенам здания платформы (рампы) и при устройстве подсыпки под всем зданием рекомендуется в местах примыкания рампы устраивать бетонные приливы (столбы) с опиранием на них фундаментных балок (рис. XVI.20,6). При строительстве в сейсмических районах фундаментные балки следует соединять между собой и с фундаментами колонн посредством закладных деталей; кроме того, фундаментные балки должны крепиться к колоннам сваркой закладных деталей.
Из-за значительного объема и большого веса фундаменты под колонны многоэтажных производственных зданий выполняют, как правило, монолитными. Такие фундаменты делают ступенчатой или пирамидальной формы с устройством в них углублений (стаканов) для установки сборных колонн нижнего этажа. Для удобства установки и рихтовки колонн в фундаментах можно устраивать окна (рис. XVI.21). Для того чтобы монтаж колонн нижних этажей можно было вести в зимнее время, применяются также фундаменты без стаканов; в этом случае колонны соединяют с фундаментами жестким стыком посредством стальных закладных деталей аналогично стыку поэтажных колонн.
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
375
Рис. XVI. 20. Опирание фундаментных балок под самонесущие стены а — при неглубоком заложении фундаментов под колонны; б — при устройстве примыкающей к зданию платформы (рампы); 1 —фундаментные балки; 2 — бетонный столб
ПО 1-1
Рис. XVI. 21. Фундамент под колонны
1 — окна для рихтовки колонн
В некоторых случаях можно применить составные фундаменты под колонны, состоящие из отдельных сборных элементов; совместная работа сборных элементов обеспечивается устройством в них сквозных сообщающихся отверстий (колодцев); после сборки в эти отверстия укладывают арматуру и заполняют их бетоном, образуя таким образом «шпонки». Сечение шпонок определяют расчетом на восприятие сдвигающих усилий в горизонтальной плоскости сопряжения сборных элементов фундамента. Примеры решений фундаментов под колонны, состоящих из отдельных сборных элементов, приведены в § 2 главы XV.
Фундаменты больших размеров в целях исключения расходования лесоматериала на устройство опалубки можно выполнять сборно-монолитной конструкции. Такие фундаменты состоят из сплошной плиты толщиной 200 лш, в которой уложена основная расчетная арматура, и четырех прямоугольных или трапецеидальных сборных опалубочных плит толщиной 80— 100 мм. Нижнюю плиту укладывают на выверенную бетонную подготовку; на этой плите устанавливают в вертикальном или наклонном положении (на ребро) опалубочные плиты, образующие стенки — контуры фундамента. Опалубочные плиты ^соединяют с нижней плитой и скрепляют между собой при помощи стальных закладных деталей и накладок, после чего фундамент заполняют бетоном марки 100—150.
3. Балочные сборные перекрытия
Балочные перекрытия представляют собой универсальный ти^перекрытий с наименьшим количеством разнотипны^борных элементов. Типовое членение сборного балочного перекрытия предусматривается, как правило, в следующем виде (рис. XVI.22): на средние и пристенные колонны укладывают в каждом этаже в одном направлении сборные прогоны, причем прогоны опираются на консоли с одной или с двух сторон колонн (рис. XVI.7,a); по прогонам укладывают крупнопанельные ребристые плиты коробчатого сечения или многопустотные настилы.
Прогоны проектируются таврового сечения с полкой, расположенной в сжатой зоне (рис. XVI.23,6) или в растянутой зоне (рис. XVI.23,e), и прямоугольного сечения с боковыми приливами — полочками (рис. XVI.23,г). Наиболее экономичными являются прогоны с уширенной полкой в сжатой зоне и тонкой стенкой, что лучше соответствует статической работе прогонов; кроме того, уширенная полка позволяет удобно укладывать сборные плиты перекрытия. Прогоны с бо-
ковыми приливами или с тавром в растянутой зоне дают возможность лучше использовать высоты этажей.
При шарнирно-связевой схеме каркаса прогоны рассчитываются на вертикальную нагрузку как свободно
Разрез по 1-1
Рис. XVI.22. Типовое членение сборного балочного перекрытия
опертые однопролетные балки; при рамно-связевой схеме— как упруго заделанные на опорах.
Определение усилий для расчета элементов каркаса, как рамы, дано в главе XXVI настоящего справочника (см. § 2).
В зависимости от принятой конструктивной схемы каркаса соединение прогонов с колоннами проектируется шарнирное или жесткое; жесткое соединение осуществляется посредством закладных деталей, которые после установки прогонов на опоры соединяются либо сваркой с закладными деталями колонн, либо при помощи стальных полос или арматурной стали, которые пропускаются
о„ ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
37о _ . - .— - - — —
г) По 5-5
д) По 7-7
ж) —j Ю По Ю-10
Рис. XVI.23. Сборные элементы конструкций балочного перекрытия
а — колонна; б — прогон таврового сечения с полкой в сжатой зоне; в — ребристая плита с поперечными ребрами; г — прогон с боковыми приливами; d—ребристая плита без поперечных ребер в пролете плиты; е —прогон таврового сечения с полкой в растянутой зоне; де—многопустотный настил
через специальные отверстия в колоннах или по бокам колонн. В прогонах, рассчитанных с частичным защемлением, верхнюю опорную арматуру рекомендуется приваривать к закладным стальным листам; толщину и размеры закладных листов и сварных швов назначают в соответствии с принятым типом стыка (см. главу VII).
Настил балочных междуэтажных и чердачных перекрытий проектируется в виде ребристых плит (рис. XVI .23,в) или многопустотных настилов (рис. XVI.23,w). Ребристые настилы представляют собой плиты, окаймленные по контуру ребрами и имеющие, кроме того, несколько поперечных ребер жесткости в пролете; в проектной и строительной практике применяют также ребристые плиты-настилы без поперечных оебер в пролете плиты (рис. XVI.25,d). Для производственных помещений небольшой высоты плиты
без поперечных ребер предпочтительнее как в отношении внешнего вида, так и в конструктивном отношении, например для устройства отверстий, теплоизоляции я др.; обычно в этом случае получается несколько больший расход бетона.
При укладке ребристых плит поверх прогонов раз-меры их принимают по длине 5 970 мм, по ширине обычно 1 190—1 490 мм. Высота продольных и поперечных ребер определяется расчетом, как свободно опертых однопролетных балок. Участки плиты между продольными ребрами и поперечными ребрами жесткости рассчитывают и армируют как плиты, работающие в двух направлениях. При отсутствии ребер жесткости плиты между продольными ребрами рассчитывают с учетом защемления, как работающие в одном направлении.
В углах плит-настилов закладывают стальные детали, которые после монтажа и выверки положения плит-настилов соединяют на сварке накладками. Соединение плит-настилов с прогонами выполняется посредством стальных закладных деталей в плитах и соответственно по верху прогонов; такое соединение не обязательно, так как соединение плит между собой и заполнение швов раствором обеспечивают достаточную общую жесткость перекрытия.
Колонны каркаса с балочными перекрытиями проектируются квадратного, а при больших нагрузках на прогоны—прямоугольного сечения. Колонны проектируются с консолями для опирания прогонов (рис. XVI.23,а). Кроме того, предусматривается закладка в них стальных деталей для соединения с концами прогонов. Длину сборных колонн, как правило, принимают равной высоте этажей. Длина колонн подвала и первого этажа при отсутствии подвала назначается равной расстоянию между соединением концов колонн с колоннами вышележащего этажа и фундаментами. Стыки поэтажных колонн рекомендуется устраивать на 500— 600 мм выше перекрытия для удобства производства сварки и выполнять их по одному из решений, приведенных в главе VII.
Сборные колонны многоэтажных производственных зданий с балочными перекрытиями рассчитывают на усилия, получаемые из статического расчета в соответствии с принятой конструктивной схемой каркаса.
4. Безбалочные сборные перекрытия
Безбалочные сборные перекрытия в том виде, в каком их проектируют в настоящее время различные организации, являются в статическом отношении балочными. Однако некоторые особенности расчета и конструирования элементов каркаса сближают их с монолитными безбалочными перекрытиями; кроме того, внешний вид их идентичен виду монолитных безбалочных перекрытий.
Типовое членение безбалочного перекрытия предусматривается в следующем виде (рис. XVI.24,a): на колонны, имеющие небольшие консоли, надевают капители, на края капителей укладывают с четырех сторон надколонные, расположенные перпендикулярно друг к другу плиты-балки; в этих плитах-балках устроены боковые приливы (полочки), на которые укладывают средние квадратные плиты, замыкающие свободное пространство, образуемое гранями плит-балок. Несколько иное членение принято проектным институтом ГПИ-6: опирание средних плит предусматривается в четырех точках непосредственно на углы капителей, без передачи нагрузки на надколонные плиты-балки (рис. XVI.24,6). В проекте ЦНИЛ.-3 колонны даны без выступающих консолей, а капители опираются на края колонн, для чего оголовки колонн должны иметь поперечное сечение уменьшенных размеров
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
377
Рис. XVL24, Членение сборного безбалочного перекрытия
а —типовое решение; б —решение ГПИ-6
В^рактике проектирования разработана разновид-иостьхсборных безбалочных перекрытий, в которых надколонные плиты-балки уложены на квадратные капители в одном направлении; на плиты-балюи и частично на капители предусматривается опирание с двух сторон второстепенных прямоугольных в плане плит. Такой тип сборного перекрытия разработан Гипромясомол-промом для зданий с сеткой колонн 5X5 м в целях получения сборных элементов небольшого веса; при этом форма капителей сохранена пирамидальной, плиты приняты ребристыми. На конкурсе конструкций многоэтажных производственных зданий в 1956 г. представлен проект аналогичного перекрытия с плоской квадратной капителью при сетке колонн 6X6 м; плиты-балки и второстепенные плиты запроектированы многопустотными, армированными высокопрочной проволокой.
В настоящее время разработаны проекты безбалочных перекрытий, которые при общем характере членения отличаются размерами и формой элементов. В большой степени размеры и отчасти форма элементов продиктованы принятым максимальным весом элементов. В то время как в большинстве проектов допускается вес элементов до 5 г, в проектах Гипромясомолпрома и ЦНИЛ-3 максимальный вес элементов ограничен 3 т. С этой целью капители в проектах ЦНИЛ-3 (рис. XVI.25,a) и Гипромясомолпрома (рис. XVI.25,6) приняты пустотными с последующим заполнением бетоном; в других проектах капители приняты сплошными (рис. XVI.25,e, г, 6, е). В отличие от принятых во всех проектах пирамидальной формы капителей Научно-исследовательский институт промышленных сооружений (НИИПС) Академии строительства и архитектуры
Рис. XVI.25. Типы капителей колонн при безбалочных перекрытиях
а — ЦНИЛ-3; б — Гипромясомолпрома; в — Промстройпроекта; г — ГПИ-6; д — НИИПСа; е — Гипрохолода
СССР предложил капитель в виде плоской квадратной плиты (рис. XVI.25,6).
В плане капители решены квадратными, кроме капителей по проекту Гипрохолода, которая принята круглой (рис. XVI, 25,е). Общим для капителей всех типов, кроме предложенной ГПИ-6, является устройство посредине отверстия для пропуска оголовков нижележащих колонн; отверстия капителей служат одновременно углублением (стаканом) для установки колонн вышележащих этажей. По проекту ГПИ-6, концы стержней продольной арматуры колонны пропускаются через специальные отверстия внизу капителей; концы стержней имеют нарезку, благодаря чему капители после установки на колонны закрепляются гайками. Расположение стыка колонн предусматривается во всех проектах в пределах капителей.
Плиты-балки (надколонные) и средние плиты безбалочных перекрытий приняты в проектах трех типов: 1) в виде плит сплошного сечения, окаймленных по контуру ребрами (рис. XVI,26,а); 2) в виде решетчатых плит с вкладышами из бетонных или керамических камней (рис. XVI.26,6); 3) в виде многопустотных настилов (рис. XVI.27,a). В проекте Гипрохолода принято смешанное решение: плиты-балки предусмотрены двухпустотными, средняя плита ребристой (рис. XVI.27,6).
Колонны предусматриваются с консольными выступами или утолщениями со всех сторон для опирания
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
378
капителей на время монтажа (рис. XVI.26 и XVI.27). На концах колонн предусматриваются закладные детали для последующего стыкования. По проекту Гипрохолода, вверху и внизу колонн выпускаются концы стержней продольной арматуры, которые соединяются при устройстве стыка колонн смежных этажей (рис. XVI.27,6). В некоторых проектах, например ГПИ Пром-•стройпроект и Гипромясомолпрома, в консолях предусмотрены закладные детали, которые свариваются с соответственными закладными деталями капителей (рис. XVI.28). Колонны могут быть прямоугольные или .круглые; последние несколько удобнее в монтаже,
однако требуют большего расхода стали и сложнее в изготовлении.
Во всех проектах конструктивная схема сборного каркаса многоэтажных зданий с безбалочными перекрытиями принята рамной или рамно-связевой, что объясняется наличием мощных капителей и сравнительно большого объема бетонного заполнения в узлах сопря-а)
—2
\310
150 150
1760—-^'
L----2500----
По 2-2
зга.
3—
---3630---- По 3-3 о
- 3700_____
По 5-5
IDO \od 100г 100
4
' 53Я Е53 (353 ЕЯ РЗЯI
ПоЬ-Ь
По 3-3
4200
3
По 8-8
200 —1» (—
/70 6-6
С&0
шо
nof-f
400
/7о2-2___
L—2000 —
---2000----
4210
5
По5-5 750.
По 7-7
Рис. XVI.27.»
элементы конструкций
(решение Гипромясо-
Рис. XVI. 26. Сборные «безбалочных перекрытий молпрома) а — ребристые; б — решетчатые с легкими! камнями
ПО 1-1
а — решение
Сборные элементы конструкций безбалочных перекрытий
Промстройпроекта; б—решение Гипрохолода
Узел /7
-335------
По 2-2 20' 200—
Рис. XVI.28. Соединение элементов сборного безбалочного перекрытия (решение Гипромясомолпрома) / — стальная накладка 200 x 200 x 8 мм; 2 — сварка по контуру накладки; 3 — монтажные зазоры, заполняемые бетоном;
4 — сварка закладных деталей колонны и капители
200^-
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИИ
379
о)
б) По 1-1
Рис. XVI.29. Соединение элементов сборного безбалочного перекрытия (решение Гипрохолода) а — плит-балок; б — колонн; в — плит-балок со средней плитой; 1 - плиты-балки; 2 — средняя плита
жения колонн, капителей и плит-балок. Соединение указанных элементов между собой принято жестким с учетом ъ<этажного защемления колонн и плит-балок на опорах. Наличие капителей позволяет уменьшить расчетный пролет плит-балок.
Соединение капителей с колоннами на время монтажа предусматривается при помощи сварки стальных закладных деталей. Заполнение полости капителей бетоном после установки колонн и элементов перекрытия вышележащего этажа обеспечивает надежное сплошное соединение капителей с колоннами.
Плиты-балки после установки их следует соединять с капителями сваркой стальных деталей, заложенных в капители и на концах плит-балок (рис. XVI.28). Соединение плит-балок между собой предусмотрено, как правило, приваркой соединительных стержней из арматурной стали или стальных полос к закладным листам на опорах плит-балок, к которым при изготовлении последних приваривают арматуру на опорах, необходимую по расчету; длина соединительной арматуры равна расстоянию между концами, уложенными на края капители плит-балок, т. е. почти всей ширине капители (рис. XVL29,a). Соединительная арматура работает на
восприятие растягивающих усилий опорного момента, в соответствии с чем площадь ее сечения должна быть равна площади сечения опорной арматуры плит-балок и надежно заанкерена хомутами или поперечными стержнями в бетон заполнения между плитами.
По проекту Гипромясомолпрома (рис. XVI.28), арматуру, соединяющую закладные листы опорных сечений ребристых плит-балок, укладывают при изготовлении плит в торцовые ребра в виде сварных каркасов. Концы стержней приваривают к общему закладному листу, к которому приварена также арматура продольных ребер плит-балок. Таким образом, в местах опирания плит-балок на капители создается общий узел соединения перпендикулярно расположенных плит-балок. Соединение сходящихся в одном узле верхней опорной арматуры плит-балок выполняют при помощи приварки квадратной стальной накладки к закладным листам ребер. Расчет накладок и сварных швов производится на восприятие растягивающих усилий от изгибающих моментов в каждом направлении и равнодействующих усилий в диагональном направлении.
Средние замыкающие плиты перекрытия опираются, как правило, на боковые приливы плит-балок. Средние
Phc.XVI.30. Соединение колонн (решение Гипромясомолпрома)
а — при помощи монтажных косынок; б — при номощи монтажных уголков и болтов; в — аксонометрия стыка колонн; г — инвентарный монтажный замок; 1— стыковые стержни; 2 — монтажная косынка; 3 — монтажный уголок; 4 — монтажный болт; 5 — болт (крюк) с головкой; б—болт (крюк) с нарезкой; 7— гайка; 8 — стальная полоска; 9 — приварка
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
380
плиты следует прочно скреплять на углах с плитами-балками 'посредством стальных деталей. В проекте Гипрохолода соединение плит-балок -и средних плит предусмотрено при помощи сварки выпусков арматуры из тела сборных элементов после установки их на место (рис. XVI.29).
Стыки колонн располагаются в пределах капителей на глубине не менее 300—400 мм от верха плит-балок, что позволяет считать заделку колонн достаточной. Для равномерной передачи усилий на бетон в нижних концах колонн закладываются центрирующие листы; стержни продольной арматуры колонн, как правило, не соединяются. В проектах Гипрохолода и Гипромясомолпрома, тем не менее, предусмотрено стыкование продольной арматуры колонн непосредственно (рис. XVI.29,6) или через стыковые стержни, привариваемые к закладным деталям колонн (рис. XVI.30). При этом закрепление колонн предусмотрено при помощи инвентарных монтажных замков (рис. XVI.30,г) или монтажных yiw-ков и болтов (рис. XVI.30,6). Последнее решение продиктовано стремлением обеспечить монтаж колонн и перекрытий без задержки на замоноличивание их бетоном и без применения кондукторов и расчалок. Соединение стальными деталями элементов каркаса и заполнение швов и капителей бетоном создает совместную работу конструкций перекрытий и колонн, что позволяет рассчитывать колонны так же, как в монолитных безбалочных перекрытиях.
Расчет безбалочных перекрытий. Статическая работа сборных безбалочных перекрытий недостаточно изучена. Если работа капители и надколонных плит-балок сравнительно ясна, то вопрос о работе в двух направлениях средних сборных квадратных плит, опертых по контуру на упругие опоры, требует опытной проверки. Особенно серьезной экспериментальной проверки требует работа средних многопустотных плит, имеющих неодинаковую жесткость в разных направлениях, а также средней ребристой плиты, опертой в четырех точках на углы капителей, по проекту ГПИ-6. Поэтому техническая оценка и выбор того или иного типа безбалочного перекрытия, предложенного разными проектными решениями, могут быть произведены в каждом отдельном случае после экспериментального испытания или опытного строительства.
В настоящее время осуществлено строительство многоэтажных холодильников в Москве и г. Жуковском с применением типовых сборных элементов, разработанных Гипрохолодом, и четырехэтажных зданий мясокомбинатов в гг. Барановичах и Бельцах из типовых сборных конструкций Гипромясомолпрома. По проекту Гипромясомолпрома выстроено, кроме того, опытное безбалочное перекрытие, которое было подвергнуто в 1956 г. экспериментальной проверке на прочность, жесткость и трещиностойкость типовых сборных элементов*.
На основании изучения проектных материалов, а также осуществленного строительства и результатов испытания опытного безбалочного перекрытия можно принять общие расчетные положения для безбалочных перекрытий со следующим членением — капитель, взаимно перпендикулярные плиты-балки, средняя замыкающая плита, опертая на боковые полочки у продольных граней плит-балок.
Среднюю, окаймленную по контуру ребрами, плиту рассчитывают, как частично защемленную. Для упрощения армирования плиты рекомендуется расчет плиты по несущей способности на равномерно распределенную расчетную нагрузку производить по выравненным моментам, принимая в каждом направлении:
* Испытание выполнено Научно-исследовательским институтом промышленных сооружений АСиА СССР.
<Нп <?Zn
Мпр = 2Моп = —-= — , (XVI.1)
2 = 10 м2
где /п — пролет плиты в свету между гранями ребер; q — общая равномерно распределенная постоянная и полезная нагрузки на 1 л2, включая собственный вес плиты.
Полученное расчетное сечение арматуры плит уменьшают на 25°/о согласно указанию НиТУ 123-55 с применением коэффициентов условий работы.
Расчет прогибов средней плиты производится на нормативную нагрузку, как полностью защемленной. При этом предусмотренный НиТУ 123-55 коэффициент снижения жесткости при длительном воздействии нагрузки можно принять 6 = 1,5
Расчет многопустотной средней плиты может быть определен, как сказано выше, после опытной проверки.
Надколонные плиты-балки рассчитываются и конструируются с учетом защемления на опорах с расчетным пролетом /б, равным расстоянию между краями капителей плюс 200 мм.
Плиты-балки ребристого сечения рассчитываются с учетом сжатия бетона плиты между ребрами; плита между ребрами рассчитывается в одном направлении с учетом защемления на опоре.
Изгибающие моменты в ребрах плит-балок средних пролетов перекрытий принимаются выравненными на опоре и в пролете:
^2б
Моп =Мпр= — , (XVI.2>
где q — общая приведенная равномерно распределенная постоянная и полезная нагрузка на 1 пог. м балки (включая собственный вес сборных элементов), приходящаяся на всю площадь надколонной плиты-балки и на треугольные участки примыкающих к ней с каждой стороны средних квадратных плит.
Такими же принимаются моменты плит-балок крайних пролетов при отношении суммы линейных жесткостей крайних колонн верхнего и нижнего этажей к погонной жесткости примыкающей плиты, равном или большем 4, т. е.
^>4, (XVI.3>
hi
жесткость крайних колонн верх-
нижнего этажа;
жесткость плиты;
/к и Jn—соответственно моменты инерции колонны и плиты;
Н — высота колонны;
I — пролет плиты.
_ SzK
При меньшем отношении, когда < 4, но не
менее 2, следует принять моменты равными: ^6 <7/б
Л*оп=—, МГ1р= —. (XVI.4
Для сохранения одинаковых плит-балок для крайних и средних полей рекомендуется назначать сечения крайних колонн такими, чтобы отношение жесткостей получилось равным или большим 4.
При определении линейной жесткости колонн высоту их считают от перекрытия до низа капителей; длина плиты принимается равной размеру пролета в осях. Момент инерции плиты принимается равным моменту
JK
где /к= —линейная
Н
него или
Ai
— линейная
§ 2. ЭЛЕМЕНТЫ СБОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
381
инерции общего сечения замоноличенного перекрытия с шириной, равной расстоянию между осями колонн в перпендикулярном пролету направлении: для перекрытия с ребристыми надколонными и средними плитами, как момент инерции прямоугольной плиты с двумя ребрами; для перекрытия с многопустотными элементами, как момент инерции прямоугольного сечения с рядом отверстий.
Кроме расчета на изгиб, надколонные плиты^балки и средние плиты должны быть рассчитаны на восприя-
тие поперечных сил.
Плиты-балки и средние плиты решетчатого вида с заполнением из легких камней рассчитываются с учетом работы камней на восприятие сжимающих усилий при изгибе, как комплексные конструкции, при этом рекомендуется применять камни марки не ниже 25.
Капители рассчитываются в обоих направлениях на нагрузку от опорных реакций плит-балок при монтажной нагрузке, как консольные балки. Расчетную арматуру укладывают в верхних ребрах или краях капителей; стенки капителей армируются конструктивно.
Полное сечение капители, включая заполнение бето-
Настилы соединяются по краям между собой и с прогонами приваркой стальных накладок к закладным деталям. Крайние настилы каждого поля опираются на прогоны с трех сторон; средний настил укладывают двумя концами на прогоны, а продольными гранями — на края соседних настилов при помощи жестких соединительных закладных деталей. Такое соединение настилов и последующее заполнение раствором швов между ними должно обеспечить совместную работу замо-ноличенной квадратной плиты в двух направлениях по типу кессонного перекрытия.
ном пространства между плитами-балками, рассчитывают как консольные балки трапецеидального (при пирамидальной форме капители) или прямоугольного се-
чения и, кроме того, проверяют на общую расчетную на-
грузку по формуле = __________________________________
“ а 12/иЛ0/иаЯа
(XVI.5)
Рис. XVI.31. Членение сборного кессонного перекрытия (решение ГПИ-1)
а —фрагмент плана перекрытия; б — соединение прогонов с колонной
где SFa—суммарная площадь верхней арматуры капители и арматуры опорного сечения, уложенной в торцовых ребрах плит-балок, или капители;
q — общая равномерно распределенная постоянная и полезная нагрузка на 1 л<2 перекрытия, включая собственный вес;
I — пролет в осях колонн;
/io—расчетная высота полного сечения капите-
ли у грани колонн.
Колонны каркаса рассчитываются на восприятие нормальной нагрузки от вышележащих этажей и от односторонней полезной нагрузки на перекрытие; для крайних колонн изгибающие моменты принимаются от полной нагрузки, действующей на перекрытие. Расчет колонн на изгибающие моменты производят соответственно линейным жесткостям сходящихся в узле колонн
Расчет настилов по принятому в проекте ГПИ-1 методу производится раздельно для крайних и средних настилов. Крайний настил рассматривается как пластинка, опертая по трем сторонам, с одной свободной продольной гранью, нагруженная равномерно распределенной нагрузкой и приложенной вдоль свободной грани нагрузкой от среднего настила. Средний настил рассчитывается, как пластинка, опертая по двум противоположным сторонам, с равномерно распределенной нагрузкой и реактивной нагрузкой от крайних настилов, приложенной вдоль свободных граней.
и плит перекрытия, принимая: для средних колонн
п/3 iK
М = — • —;
12 2*к+ 2/п
для крайних колонн
(g+pK3 i*
12 ’ ^к+‘п
(XVI.6)
(XVI.7)
5. Кессонные сборные перекрытия
Кессонные перекрытия разработаны в проектах многоэтажных производственных зданий проектным институтом ГПИ-1.
Предложено следующее членение сборного кессонного перекрытия (рис. XVJ.31): на консоли колонн опираются с четырех сторон в продольном и поперечном направлении здания прогоны, образуя квадратный участок для укладки плит перекрытия. Прогоны приняты таврового сечения с расположенными в растянутой зоне полками, на которые укладывают многопустотные настилы по три элемента в каждом поле (рис. XVI.32). Настилы укладывают в смежных полях перекрытия взаимно перпендикулярно.
Рис. XVI.32. Сборные элементы конструкции кессонного перекрытия а— колонна; б — прогон; в — многопустотный настил
В целях унификации целесообразно крайние настилы армировать как средние, пренебрегая несущественным увеличением расхода стали.
Работа многопустотного настила на прочность и жесткость в двух направлениях требует дополнительного изучения для возможности широкого применения предложенного конструктивного решения.
Расчет каркаса (прогонов и колонн) производится в каждом направлении, как рам с жестким соединением сборных элементов.
ГЛАВА XVI. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
382
6. Лестницы и лифты
Лестничные клетки и лифтовые шахты, стены которых используются в качестве жестких связей для восприятия горизонтальных нагрузок, рекомендуется проектировать кирпичными или из бетонных камней; стены из крупных блоков усложняют монтаж сборных лестничных маршей и площадок. Остальные конструкции лестниц — марши и площадки — решаются сборными из типовых укрупненных элементов.
Лифтовые шахты целесообразно проектировать из типовых сборных железобетонных панелей. Размеры панелей принимаются высотой на один этаж и шириной, равной ширине шахты. Для облегчения веса панели можно изготовлять с ребрами по контуру и промежуточными ребрами жесткости. Панели предусматриваются глухне и с проемами для дверей; при изготовлении панелей в них должны быть заложены стальные детали для крепления дверей и направляющих устройств. Панели соединяются на углах в вертикальных и горизонтальных швах при помощи сварки стальных накладок к закладным деталям по мере установки их по высоте. Кроме того, панели следует крепить к примыкающим конструкциям перекрытий сваркой закладных деталей и в последующем тщательно замоноличивать бетоном или раствором.
§ 3. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКОЕ СРАВНЕНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ТИПОВ КОНСТРУКТИВНЫХ РЕШЕНИЙ
При проектировании многоэтажных производственных зданий особое внимание должно быть уделено комплексу технико-экономических показателей строительства из сборных конструкций. На практике проектировщики основное внимание, как правило, уделяют вопросам сокращения расхода стали и объема бетона.
Между тем стоимость имеет важное значение при сравнении выгодности того или иного конструктивного решения, так как капитальные затраты на строительство определяются главным образом стоимостью конструкций и их монтажа.
Уменьшение объема бетона и расхода стали на конструкции, достигаемое при применении бетона высоких марок и стали повышенной прочности, часто вызывает удорожание конструкций. Например, согласно данным Государственного института типового проектирования и технических исследований (Гипротис), стоимость холоднотянутой стали на 39% выше стоимости стали марки Ст. 3; бетон марки 300 на 10% дороже бетона марки 200. Применение многопустотных настилов перекрытий для создания гладкого потолка, не всегда необходимого по условиям производства, приводит к увеличению стоимости перекрытия на 25—35% по сравнению с перекрытиями из ребристых плит. Стремление упростить монтаж конструкций, например при укладке плит перекрытий поверх прогонов, приводит к увеличению высоты этажей и соответственно к удорожанию общей стоимости здания на 3—6%.
Понятие экономичности конструктивного решения требует выбора оптимального решения, обеспечивающего, кроме уменьшения расхода стали и бетона, сокращение общей стоимости конструкций и всего здания.
В табл. XVI. 1 дано сравнение технико-экономических показателей различных конструктивных решений и разных типов сборных конструкций для многоэтажных производственных зданий, разработанных проектными и научно-исследовательскими институтами. Сравнение охватывает показатели по расходу бетона и стали и общей стоимости конструкций с учетом принятых в проектах марок бетона и видов стали, а также стоимости монтажа элементов и усредненные транспортные расходы.
Для сравнения условно приняты конструкции одной средней секции второго этажа (сверху) многоэтажного
Таблица XVI.1
Технико-экономические показатели сборных конструкций перекрытий многоэтажных производственных зданий с сеткой колонн 6\6 м под полезную нагрузку 1 000 кг!м2
(Показатели для средней секции)
1 № п/п I Тип конструкций и наименование организации, разработавшей проект Максимальный вес в т Тип и марка стали основной арматуры Объем бетона в м3 Вес стали в кг Стоимость в руб.
на секцию на 1 ж2 на секцию на 1 м3 секции 1 ж»
1 Балочные ребристые (Гипротис) 2,6 Горячекатаная периодического профиля марки Ст.5 и холоднотянутая низкоуглеродистая проволока 6,85 0,19 993 27,6 3 896 108,8
2 Безбалочные многопустотные (НИИПС АСиА СССР) 5,12 То же 7,85 0,218 775 21,5 4 631 128,6
3 Безбалочные ребристые (Ги-промясомолпром) 2,98 • 6,88 0,191 850 23,6 3 527 98
4 Безбалочные многопустотные (ГПИ Промстройпроект) 4,98 • 8,54 0,237 882 24,5 4 813 136,6
5 Безбалочные пустотные со средней ребристой плитой (Гипрохолод) Безбалочные ребристые (ГПИ-6) Безбалочные многопустотные (ЦНИЛ-3) Кессонные многопустотные (ГПИ-1) 5 Горячекатаная периодического профиля марки Ст.5 9,19 0,255 685 19 4 530 128,5
6 7 5,25 3 Горячекатаная низколегированная периодического профиля марки 25Г2С То же и холоднотянутая низкоуглеродистая проволока 7,98 6,52 0,222 0,18 648 590 18 16,4 4 176 4 028 116 112
8 3 Горячекатаная периодического профиля марки Ст.5 и холоднотянутая проволока 6,37 0,177 620 17,2 4 856 134,9
9 Балочные ребристые (Гипротис, 1958 г.) 2,82 Горячекатаная низколегированная периодического профиля, марки 25Г2С и холодно- 6,8 0,189 749 20,8 3 528 98
10 Безбалочные ребристые (Гип-ромясо, 1958 г.) 2,98 тянутая проволока То же 6,88 0,191 623 17,3 3 312 92
ЛИТЕРАТУРА
383
производственного здания с сеткой колонн 6X6 м, с полезной нагрузкой на перекрытие 1 000 кг/м2, состоящие из одной колонны и примыкающих элементов перекрытия. Сравнение произведено по рабочим чертежам, выпущенным проектными институтами в течение 1955— 1956 гг. и дополнительно в 1958 г.
Цены на сборные конструкции, включая усредненные транспортные расходы, и на монтаж элементов приняты по прейскурантам и ценникам, действующим на 1/1 1958 г.
Приведенные в таблице данные позволяют отметить некоторые экономически целесообразные конструктивные решения:
1) применение для перекрытий ребристых плит; подобные перекрытия, принятые в проектах Гипротиса, Гипромясомолпрома, ГПИ-6, намного экономичнее перекрытий с многопустотными настилами, примененными в остальных проектах;
2) расчет и конструирование элементов сборных каркасов здания по рамно-связевой системе, с учетом не-разрезности прогонов; такое решение, принятое в ряде проектов, обеспечивает лучшие показатели в отношении
расхода стали и стоимости конструкций по сравнению с показателями при расчете каркаса по шарнирной системе (в проектах Гипротиса и других организаций).
3) увеличение в безбалочных перекрытиях размеров капителей в плане, вследствие чего уменьшены пролеты плит-балок и средних плит; аналогичное решение, принятое в проектах Гипромясомолпрома, ГПИ-6, ЦНИЛ-3> дает существенное уменьшение объема бетона, расхода стали и стоимости конструкций.
Однако почти по всем проектам допущен значительный расход стали по сравнению с аналогичными конструкциями перекрытий из монолитного железобетона, что объясняется, главным образом, расходом стали на закладные детали и соединения сборных элементов. В ряде проектов, кроме того, сборные элементы имеют большой вес—до 5 т, что удорожает стоимость монтажа, особенно для широких многоэтажных зданий.
Совершенствование сборных конструкций многоэтажных производственных зданий должно быть направлено на дальнейшее сокращение расхода стали и уменьшение собственного веса конструкций.
ЛИТЕРАТУРА
1. Антонов К. К. и Харитонова Е. П., Результаты испытания сборного железобетонного безбалочного перекрытия, «Бюллетень строительной техники» № 2, 1958.
2. А р с е н ь е в Л. Б., Опыт применения сборных железобетонных фундаментов в промышленном строительстве, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 2, 1956.
3. Архитектура и конструкции многоэтажных крупнопанельных жилых домов. Сборник статей, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
4. Архитектура промышленных сооружений, Госстройиздат, 1956.
5. Брауде 3. И., Многоэтажные узлы сборных железобетонных каркасов многоэтажных промышленных зданий, «Строительная промышленность» № 7, 1955.
6. Бургман В. В., Сборные железобетонные конструкции в многоэтажных производственных зданиях. «Труды IV сессии АСиА СССР по вопросам сборного и предварительно напряженного железобетона» Госстройиздат, М., 1959.
7. Бургман В. В., Завадивкер Б. Н.» Н е й-штадт Л. И., Новые сборно-монолитные железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий, «Бетон и железобетон» № 10, 1957.
8. Бухгепдлер М. А. и Долматова Е. В. Применение сборных железобетонных конструкций при строительстве многоэтажных промышленных зданий, Госстройиздат, 1957.
9. Васильев Б. Ф., Осмоловская Е. А., Конструкции типовых сборных железобетонных элементов многоэтажных зданий предприятий химической промышленности, «Бетон и железобетон» № 4, 1958.
10. Временные технические условия на производство и применение крупных стеновых кирпичных блоков (ТУ 107-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
11. Глуховский А. Д., Технико-экономическая эффективность сборного строительства, «Строительная промышленность» № 8, 1958.
12. Зильберборд М. Б., О выборе экономичных перекрытий из сборных элементов заводского изготовления, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 7, 1956.
13. Лемберг А. Е., О типах и параметрах кранов для строительства многоэтажных зданий из сборных железобетонных элементов, журнал «Механизация строительства» № 11, 1955.
14. Мучник А. А., Промышленное здание в сборном железобетоне для сейсмических районов, «Строительная промышленность» № 7, 1955.
15. Н е й ш т а д т Л. И., Строительство опытного здания из сборных железобетонных конструкций, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 11, 1958.
16. Номенклатура унифицированных железобетонных изделий многоэтажных промышленных зданий с балочными пере
крытиями. Издание Центрального института типовых проектов, 1959 г.
17. Основные положения по унификации конструкций производственных зданий, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1957.
18. О типовых проектах многоэтажных производственных зданий, «Бюллетень строительной техники» № 3, 1955.
19. Применение сборных фундаментов в строительстве зданий, Госстройиздат, 1956.
20. П у т я т о В. Г., Раев В. Н., Перель-штейн Н. Л., Типовой проект холодильника из сборного железобетона, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 11, 1956.
21. Ратц Э. Г., Сборно-монолитные железобетонные конструкции зданий. «Труды IV сессии АСиА СССР по вопросам сборного и предварительно напряженного железобетона», Госстройиздат, М., 1959.
22. Риппенбейн Я. М., Кессонные сборные железобетонные перекрытия многоэтажных промышленных зданий, «Бюллетень строительной техники» № 1, 1956.
23. Рыжик С. Д., Сборный железобетон в промышленном и жилищном строительстве, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре М. — Л. 1952.
24. Сафонов В. И., Конструкции сборных перекрытий для многоэтажных промышленных зданий, «Бетон и железобетон» № 8, 1956.
25. Сборник № 6 единых районных единичных расценок на строительные работы. Бетонные и железобетонные работы, часть 1, Сборные конструкции, Госстройиздат, М. 1956.
26. Справочник проектировавши промышленных сооружений, том IV, Железобетонные конструкции, ОНТИ, М.—Л. 1935.
27. Технико-экономические показатели стоимости и расхода^ ресурсов на изготовление и монтаж сборных железобетонных изделий и конструкций для промышленного строительства, серия 2-38, Гипротис, 1957.
28. Технические условия на производство и применение крупных стеновых бетонных блоков (ТУ 106-55), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
29. Трофимов В. И., Некоторые конструктивные решения многоэтажных промышленных зданий из сборного железобетона, «Бетон и железобетон» № 6, 1956.
30. Т р я п и ц ы н А. В., О проектировании многоэтажных; промышленных зданий из сборных железобетонных элементов, «Бюллетень строительной техники» № 1, 1955.
32. Указания по применению сборных железобетонных конструкций и деталей в строительстве (У 107-56), Госстройиздат, 1956.
33. Ценник № 1 средних районных сметных цен на материалы, детали и конструкции, часть IV, Госстройиздат, 1956.
34. Шацкий Е. 3., Железобетонные комбинированные конструкции, «Бюллетень строительной техники» № 6, 1956.
ГЛАВА XVII
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИИ
Сельскохозяйственные здания и сооружения с конструкциями из сборного железобетона можно разделить на две группы:
1) с конструкциями заводского изготовления и 2) с конструкциями, изготовляемыми силами колхозов и совхозов (колхозными строительными бригадами, на межколхозных полигонах и т. п.).
Для первой группы характерны относительно тяжелые конструкции весом до 5 т, длиной до 12 м, в которых применяется бетон марки от 200 до 400, а основная арматура представляет собой сварные сетки и каркасы, для которых используется сталь периодического профиля марок Ст. 5 и 25Г2С; для элементов, подвергаемых предварительному напряжению, используется арматура из высокопрочной проволоки и стержней горячекатаной стали периодического профиля марки 30ХГ2С или более низких марок (25Г2С; Ст. 5), подвергнутых упрочнению вытяжкой.
Вторая группа характеризуется применением конструкций относительно небольших размеров, длиной до 5 м, весом не более 0,6 т, из бетона марок 150 и 200, в качестве основной арматуры используется гладкая сталь марок Ст. 3 и Ст. 0 в виде вязаных каркасов и сеток. Конструкции второй группы принимаются наиболее простой формы, изготовляются они только в деревянной опалубке рабочими относительно низкой квалификации, причем при их изготовлении и монтаже применяются простейшие механизмы.
1. Здания с конструкциями заводского изготовления
Для зданий с конструкциями заводского изготовления ® соответствии с модульной сеткой пролеты зданий должны быть кратны 1,5 м, а именно: 6; 7,5; 9; 10,5 и 12 м. Здания большей ширины устраивают двух- и трехпролетными.
Шаг колонн или несущих конструкций принимают 6 м; модуль по высоте — 200 мм.
Схемы зданий различного назначения приведены на рис. XVII. 1, аналогично решают и здания другого назначения (например, овощехранилища, небольшие зерносклады и т. п.).
Укргипросельстроем предложены решения сельскохозяйственных зданий с применением трехшарнирных рам, составленных из треугольных ферм (рис. XVII.2).
Преимуществом зданий с конструкциями заводского изготовления является отсутствие внутренних колонн .для пролетов зданий до 12 ле, а для ббльших пролетов — «относительно большое расстояние между колоннами, что
существенно улучшает эксплуатационные качества сооружения. Кроме того, применение укрупненных элементов сокращает трудоемкость возведения здания и особенно монтаж конструкций. Однако как изготовление, так и транспортирование и монтаж таких конструкций требуют соответствующих средств механизации, которыми в настоящее время не всегда располагают сельские строители.
Примером зданий с применением конструкций заводского изготовления могут служить: ремонтная мастерская (рис. XVII.3), четырехрядный коровник (рис. XVII.4). Последнее здание можно решать как с поперечными балками и настилом, уложенным вдоль здания (рис. XVI 1.4), так и с настилом, уложенным поперек здания по продольным тавровым балкам. В первом случае укладывают только стандартные конструкции: плиты ПКЖ и тавровые балки типа БО и БД пролетом 6 м, применяемые и в строительстве одноэтажных производственных зданий, во втором случае вдоль здания укладывают тавровые прогоны, разработанные Гипросель-хозом специально для сельскохозяйственного строительства. Здание второго типа можно сделать ниже на 600 мм и тем самым сэкономить на кладке стен по всему периметру здания, а также вместо двух типов балок применять один. Выбор того или иного варианта зависит в каждом случае от конкретных условий строительства.
2. Здания с конструкциями, изготовляемыми силами колхозов, совхозов и др.
В зданиях с конструкциями, изготовляемыми силами колхозов и др., установлена своя модульная сетка. Пролеты принимаются кратными 0,5 м; шаг несущих конструкций и колонн 3,5 м\ модуль по высоте 200 мм.
Схемы таких зданий с конструкциями из сборного железобетона показаны на рис. XVII.5.
Все железобетонные конструкции для сельскохозяйственных построек, изображенных на рис. XVII.5, с шагом 3,5 м можно изготовлять на месте силами местных строительных бригад и монтировать с применением простейших подъемных устройств (кран «Пионер», кран-укосина, стогометатель и др.), так как вес сборных элементов не превышает 0,5 т. Указанные конструкции применяются в настоящее время и будут, очевидно, применяться впредь до создания индустриальной базы для сельского строительства.
3. Силосные сооружения
Сооружения для силосования кормов для скота и птицы устраивают нескольких типов, а) траншеи сквозные и секционные; б) ямы круглые и многогранные; в) полузаглубленные башни; г) наземные башни.
§ 1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
385
Рис. XVII.1. Схемы сельскохозяйственных зданий различного назначения
а — насосные станции; б — дизельные электростанции, свинарники, телятники, конюшни; в — здания для крупного рогатого скота; г —котельные, дизельные электростанции, птичники; д — ремонтные мастерские; е — гаражи для хранения тракторов и комбайнов, локомобильные, свинарники, здания для молодняка крупного рогатого скота; ж — свинарники, здания для молодняка крупного рогатого скота и др. (здание с поперечными балками и продольным расположением плит); з — то же (здание с продольными балками и настилом, уложенным поперек здания); 1 — места крепления монорельсов
Сплошные траншеи обычно используются для закладки зеленой массы из стеблей и листьев силосуемых растений; такие траншеи являются основным и предпочтительным видом сооружений, в которых укладка силоса производится полностью механизированным способом с минимальными трудовыми затратами.
Ямы и секционные траншеи служат для одновременного силосования небольших количеств растений (таких, например, как кукурузные початки) для кормления кур и свиней.
Полузйглубленные башни или так называемые полубашни и наземные башни предназначены для силосования как початков, так стеблей и листьев. Полузаглубленные башни отличаются от наземных башен тем, что они больше заглублены и их стены обвалованы землей, предохраняющей силосную массу от промерзания. Силосные башни могут устраиваться в случаях, когда имеется соответствующее оборудование для механизированной закладки и выгрузки силоса.
Силосные сооружения обычно располагают вблизи животноводческих помещений и связывают с ними подвесным или наземным транспортом.
В силосных сооружениях должны предусматриваться 25 Зак. 2065
мероприятия по предохранению их от увлажнения атмосферными и грунтовыми водами и по отводу силосного сока. В траншеях большой протяженности в стенах и днищах должны устраиваться температурные швы.
В настоящее время, размеры силосных сооружений унифицируются; рекомендуемые схемы и размеры этих сооружений показаны на рис. XVI 1.6.
Стены силосных сооружений, как правило, выполняются вертикальными, за исключением сплошных траншей, у которых ниже поверхности земли стены могут иметь уклон к вертикали до 35°. При этом рекомендуется принимать ширину траншей поверху от 5 до 10 м, понизу — не менее двойной ширины самоходных транспортных средств. При каркасном решении траншей шаг стоек должен быть кратен 2 м (6, 4 или 2 м).
Емкость секций траншей принимают от 25 до 200 и3 с градацией через 25 м$.
Горизонтальное нормативное давление на стены силосных сооружений, загружаемых массой с влажностью не выше 75°/о, в соответствии с ГОСТ 2536-44 [6], определяется для участка стены выше поверхности жидкости по формуле
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
386
Рис. XVII.2. Сельскохозяйственные здания с применением трехшарнирных рам а—свинарники, телятники, здания для молодняка крупного рогатого скота с двухрядным расположением станков; б — свинарники и коровники с четырехрядным расположением стойл или станков; гаражи для тракторов ки навесы для сельскохозяйственных машин
Рис. XVII.3. Разрез здания машинно-тракторной мастерской на 400 условных капитальных ремонтов
1 — балки марки БО-б; 2 — белки марки ББ-12; 3 — железобетонные плиты марки ПКЖ размером 1,5х 6 JK
Рис. XVI 1.4. Разрез здания четырехрядного коровника
/ — балки марки БО-6; 2 — балки марки БД-6; 3 — железобетонные плиты марки ПКЖ
. § 1. КОНСТРУКТИВНЕЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИИ И СООРУЖЕНИЙ
387.
г)
е)
Рис. XVII.5. Схемы зданий со сборными железобетонными конструкциями, изготовляемыми силами местных строительных бригад
а — свинарник с двухрядным расположением станков и чердачным перекрытием; б —то же, с совмещенным покрытием; в — конюшни, телятники, помещения для молодняка, с чердачным перекрытием; г — то же, а также овощехранилища, с совмещенным покрытием; д — коровники с двухрядным расположением стойл; е — то же, с совмещенным покрытием; ж — телятник с двухрядным расположением стойл, с чердачным покрытием; з — птичники с клеточным содержанием кур, с совмещенным покрытием; « — свинарники с четырехрядным расположением станков; /с — коровники с четырехрядным расположением стойл, с совмещенным покрытием
25*
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
388
р" = 178А, (XVII. 1)
где Рр — нормативное горизонтальное давление силосной массы на стены сооружения в кг/м2-, h — расстояние от верха силосной массы до рас-
дующих величин горизонтального давления: в США — 1
рГ = — гидростатического давления, т. е. Рг =
=0,ЗЗЗА кг/м2-, в Швеции рг= ~ гидростатического дав-
сматриваемого горизонтального сечения сооружения в м\
178 — эмпирический коэффициент.
Высоту жидкости у дна для расчета условно принимают (по ГОСТ 2536-44) равной Vs полной высоты загруженной силосной массы. Фактическая высота этого уровня сильно колеблется в зависимости от влажности массы.
ления, т. е. рг==0,5А кг[м2\ в Австрии и Германии рг принимают равным полному гидростатическому давлению, т. е. рг=Л кг/м2, где А —расстояние от верха си лосной массы до рассматриваемого сечения в м.
До установления фактической величины горизонтального давления на стены сооружения для случаев загружения силосной массы с влажностью более 75% следует принимать специальные меры по удалению жидкости из сооружения и вводить ото-щающие влажную силосную массу добавки.
Влажность силосуемой массы в зависимости от вида растения, стадии вегетации и климата обычно находится в следующих пределах: подсолнечник— от 80 до 87%; кукуруза — от 76 до 85%; сорго—от 73 до 80%; вико-овсяная смесь—75%; луговая отава —67%; осока болотная —65,5%; полынь — 62%. При расчете заглубленных силосных сооружений или сооружений, обвалованных грунтом, должно учитываться горизонтальное давление грунта на стены этих сооружений.
Вертикальное давление на отвесные стены силосных сооружений передается благодаря трению силосной массы о стены. Эта сила должна быть учтена при расчете стен, фундаментов и основания; величина ее определяется по формуле
tg?Spr, (XVII. 3)
Т — сила вертикального давления силосной массы в т
Рис. XVII.6. Схемы силосных сооружений с унифицированными размерами
а —сквозные траншеи; б — ямы круглые; в — ямы многогранные; г — полузаглублен-ные башни; д — наземные башни
на I пог. м периметра стены на данной глубине сечения;
tg?—тангенс угла трения силосной массы о стены соору-
Горизонтальное нормативное давление ниже поверхности жидкости определяется по формуле
р” = 178 Яв+ 1 000Ав,
(XVII.2)
* жения; для каменных и
железобетонных стен « 0,36;
S рг — полное горизонтальное давление силосной массы в г на элемент стены шйриной 1 м по периметру и высотой, равной расстоянию от верха сооружения до рассматриваемого
сечения.
где Нв — расстояние от верха силосной tfaccbi до уровня жидкости в м;
Ав—расстояние от верха жидкости до рассматриваемого сечения, лежащего ниже ее уровня, в м.
Коэффициент перегрузки п официально не установлен; его можно принять равным п=1,3.
При влажности силосуемой массы выше 75% горизонтальное давление резко повышается. Точных данных о величине горизонтального давления силосной массы на стены сооружения при ее влажности, превышающей 75%, в настоящее время не имеется. В СССР в настоящее время ведутся исследования в этой области. За рубежом силосные сооружения рассчитывают исходя из сле-
4. Парники и теплицы
Сооружения этого типа предназначены для выращивания свежих овощей в весеннее, осеннее и зимнее время за счет создаваемого в них искусственного тепла.
В парниках тепло получается либо биологическим путем за счет разложения навоза, укладываемого в грунт, либо За счет подогрева уложенными в грунт трубами, по которым проходит горячая вода или пар.. Свет на растения падает через остекленные поверхности рам, уложенных на парубни.
В теплицы свет проникает через застекленные поверхности крыши и стен, кроме того, здесь создается ц искусственное подсвечивание люминесцентными лампами.
Рис. XVII. 7. Схемы теплиц а — фонарная; б — блочная; в — ангарная; г — шатровая План
Рис. XVII.8. Теплица блочного типа по типовому проекту Гипросельхоза 1061 (детали узлов см. рис. XVII. 30)
1— железобетонный коньковый прогон; 2 — железобетонный лотковый прогон; 3 — железобетонный ригель; 4— железобетонный шпрос; 5 — железобетонный карнизный прогон; 6 — железобетонная панель; 7 — открывающийся оконный переплет; 8 — механизм для открывания форточки; 9 — форточка; 10 — металлическая затяжка; 11 —железобетонная стойка; 12— слой насыпного растительного грунта; 13 — дверь; 14 — ворота; 15 — стекло; 16 — железобетонный башмак
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
390
Здание обогревается горячей водой или паром, проходящим в трубах, укладываемых под крышей, вдоль стен и в грунте.
По своему назначению теплицы подразделяются на разводочные и овощные. Первые предназначены прежде всего для подготовки рассады, вторые—для выращивания овощей. В разводочных теплицах устраиваются стеллажи.
Овощные теплицы называются также грунтовыми, потому что овощи в них выращиваются в растительном грунте, уложенном непосредственно на спланированную поверхность пола.
Рис. XVII.9. Теплица ангарного типа
На рис. XVII.7 показаны схемы различных теплиц.
Наибольшее распространение в настоящее время получили теплицы блочною типа по типовому проекту Гипросельхоза № 1061 (рис. XVII.8).
Имеются отдельные случаи возведения из сборного железобетона теплиц ангарного типа (рис. XVII.9), например в совхозе «Белая дача» (Люберцы Московской области).
Размеры парников и теплиц в настоящее время унифицируются. Основные положения по унификации следующие:
а) разбивочные оси теплиц в поперечном направлении здания следует назначать кратными 3 м\ шаг между несущими конструкциями в продольном направлении принимается равным 2; 4 или 6 ас; высота продольных ограждающих конструкций — кратной 100 мм\ уклон остекленных покрытий — не менее 26°30' (1:2) к горизонту (во избежание отрыва конденсата);
б) для парников размеры рам рекомендуются равными 1X1,5 At; длина парубней: при применении обычного железобетона 2 м, а при применении предварительно напряженного железобетона — 4 м.
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
1. Конструкции покрытий, междуэтажных и чердачных перекрытий
Для покрытий сельскохозяйственных зданий применяются железобетонные плиты, такие же как и для
покрытий одноэтажных производственных зданий: крупноразмерные (1,5X6 м) по ГОСТ 7740-55 (см. рис. XV.47, § 5 главы XV) и мелкоразмерные (3X0,5 и 1,5X0,5 At), а также армоцементные (3X0,5 и 1,5X0,5 At) по нормали HP 138-52/МСПТИ (см. рис. XVI).
Мелкоразмерные плиты укладывают по сборным железобетонным прогонам таврового сечения по типовым чертежам серии ПК-01-21 (рис. XV.63, § 5 главы XV).
Крупноразмерные железобетонные плиты, а также железобетонные прогоны укладывают по основным несущим конструкциям покрытий разных типов, приведенных ниже, в п. 2 настоящего параграфа. Для междуэтажных и чердачных перекрытий в сельскохозяйственном строительстве можно применять такие же сборные железобетонные конструкции, как и в жилищном строительстве (см. п. 4, § 2 главы XIV). В том числе могут применяться железобетонные многопустотные настилы и панели с круглыми и овальными пустотами, трехслойный многопустотный настил, бетонируемый на комбайне, а также двухслойные сплошные панели (рис. XIV.36—XIV.43 главы XIV).
При этом следует иметь в виду, что чердачные перекрытия, которые будут загружаться сеном, надлежит рассчитывать не только на нагрузку от собственного веса перекрытия и утепления, но и на нагрузку от сена, равную 300 кг/м2 (3-метровый слой сена объемным весом 70 кг/жЗ с коэффициентом перегрузки п=1,4).
2. Балки и фермы
Основные несущие конструкции, на которые укладываются второстепенные несущие конструкции (крупноразмерные железобетонные плиты или прогоны и мелкоразмерные плиты покрытий или чердачных пере крытий) бывают различных типов в зависимости от конкретных условий. К числу таких конструкций относятся железобетонные балки и фермы. Эти конструкции могут изготовляться без предварительного напряжения и с предварительным напряжением арматуры. К ним относятся следующие конструкции:
а) железобетонные балки таврового сечения разработаны Промстройпроектом. Рабочие чертежи этих балок для пролетов 6; 9; 10,5; 12 и 15 м помещены в типовых, деталях серии ПК-01-05. Аналогичные конструкции ба!лок пролетами 7,5 и 10,5 At, но под другую более тяжелую нагрузку, помещены в альбоме Гипросельхоза серии 01 вып. VI и X. Железобетонные балки могут быть двускатными марки БД и для односкатных покрытий марки БО. Железобетонные балки таврового сечения наиболее просты в изготовлении, однако у них относительно большой вес и транспортирование их по сельским дорогам связано с трудностями; поэтому их целесообразно изготовлять на месте строительства.
Основные показатели по разработанным Гипросель-хозом железобетонным балкам таврового сечения из бетона марки 200 и стали марок Ст. 5 и Ст. 3 при шаге балок 6 м приведены в габл. XVII. 1;
б) предварительно напряженные составные двускатные балки для пролетов 9; 10,5 и 12 м (рис. XVII.10) по конструктивному решению аналогичны разработанным НИИ по строительству Минстроя РСФСР (см. рис. XV.39 и табл. XV.32 настоящего справочника). Чертежи балок пролетом 9; 10,5 и 12 м помещены в альбоме Гипросельхоза серии 01, вып. VII.
Преимуществом балок этой конструкции для сельского строительства по сравнению с указанными выше железобетонными ненапряженными балками таврового сечения является лучшая их транспортабельность. Так,
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
3S1
Рис. XVII.10. Двускатная предварительно напряженная составная балка
а —крайний блок; б —средний блок; в — армирование среднего блока; г — координаты разбивки основной растянутой предварительно напряженной арматуры крайнего и среднего блоков; 1 и 2 — каналы соответственно диаметром 48 и 60 мм; 3 — канавки диаметром 8 мм и глубиной 4 мм; 4 — оси каналов
например, балка пролетом 12 м, состоящая из четырех блоков длиной по 3 м, весит всего 3,08 т; т. е. все элементы одной балки можно перевезти на одной 3-тонной автомашине без прицепа.
Другое преимущество данной конструкции балок состоит в том, что первые от опоры (т. е. крайние) блоки для всех пролетов одинаковы, меняются лишь средние блоки, вследствие чего это дает возможность обойтись меньшим числом форм при изготовлении блоков. Недостатком этих балок для некоторых видов сельских зданий является относительно большая их высота. В сравнительно низких зданиях, например, животноводческих, увеличенная на опоре высота балок вызывает необходимость соответствующего увеличения стен по всему периметру зданий.
Основные показатели по разработанным Гипросель-хозом составным предварительно напряженным балкам из бетона марок 200 и 300 и основной арматуры из горячекатаной стали периодического профиля марок 25Г2С и Ст. 5, упрочненной вытяжкой, при шаге балок 6 м приведены в табл. XVII.2.
Основные несущие конструкции покрытий могут выполняться не только в виде балок, но и в виде железобетонных ферм. Учитывая особенности сельского строительства, необходимость перевозки конструкций по проселочным дорогам, Гипросельхоз запроектировал дца типа треугольных ферм, изготовляемых на заводе или полигоне в виде мелких или укрупненных элементов, собираемых на постройке; чертежи ферм разработаны для пролетов 7,5; 9; 10,5 и 12 м под различную нагрузку
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИИ И СООРУЖЕНИЙ
392
Узел А
180
Рис. XVII.11. Треугольная составная ферма из мелких элементов с предварительно напряженным , нижним поясом
а — опорный элемент; б — средний треугольный элемент; в — стойка; 1 — оси установки крупноразмерных железобетонных плит; 2 — оси установки железобетонных прогонов; 3 — заделка швов цементным раствором; 4 — каналы диаметром 48 мм\ 5 — канавки диаметром 8 мм и глубиной 4 мм; 6 — тройник; 7 — отверстие диаметром 40 мм для подъема; 8 — предварительно напряженная арматура; 9 —сварка; 10 — отверстие диаметром 20 мм для крайней связи; // — участок, бетонируемый после натяжения арматуры
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
393
Таблица XVII.1
Показатели по железобетонным балкам таврового сечения типа Промстройпроекта
Марка балки Пролет балки в м Расчетная нагрузка в кг на 1 м2 горизонтальной проекции Расход материалов Вес балки в т
на 1 балку На 1 м2 горизонтальной проекции покрытия
бетона в м3 стали в кг бетона в см стали в кг
БД7,5-101 7,5 392 0,71 120* 110 1,58 2,67* 2,54 1,78
БД7.5-102 7,5 476 0,71 135 124 1,58 3,01 2,76 1,78
БД7,5-103 7,5 618 0,71 168 150 1,58 3,74 3,34 1,78
БД10,5-101 10,5 600 1,26 339 273 2 . 5,38 4,34 3,15
БД10,5-102 10,5 785 1,26 432 352 2 6,86 5,58 3,15
* В числителе дробей даны показатели при арматуре из стали марки Ст.З, в знаменателе — из стали марки Ст.5.
Таблица XVII.2
Показатели по предварительно напряженным блочным балкам типа НИИ по строительству Минстроя РСФСР
гая нагрузка 1 м'2 гори-ной проекции ня Расход материалов
Марка балки балки в м бетона на 1 балку на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия 1КИ в т
Пролет Й 'Ч л i-£ «2 у а и сх о X « ™ Я Q О х m с Марка бетона в м3 гх я И1ГВ1Э2, я X « О) уо m Is Вес ба;
ББ9 101 9 350 200 0,91 140* 130 1,69 2,6* 2,4 2,28
ББ9-102 9 450 200 0,91 157 140 1,69 2,92 2,6 2,28
ББ9-103 9 550 300 0,91 168 157 1,69 3,11 2,92 2,28
ББ10,5-101 10,5 350 200 1,06 181 172 1,63 2,87 2,73 2,65
ББ10,5-102 10,5 . 450 200 1,06 203 192 1,63 3,23 3,05 2,65
ББ10,5-103 10,5 550 300 1,06 220 203 1,63 3,49 3,23 2,65
ББ12-101 12 350 200 1,23 228 215 1,7 3,18 3 3,08
ББ12-102 12 450 300 1,23 269 235 1,7 3,74 3,25 3,08
ББ12-103 12 550 400 1,23 294 257 1,7 4,68 3,58 3,08
♦ В числителе дробей даны показатели при арматуре из стали марки Ст. 5, в знаменателе — из стали марки 25Г2С.
Рис. XVII.12. Схемы треугольных составных ферм из мелких элементов с предварительно напряженным нижним поясом для различных пролетов
Таблица XVII.3
Показатели по предварительно напряженным треугольным составным фермам из мелких элементов
Марка фермы Пролет фермы в м Расчетная нагрузка в кг на 1 м2 горизонтальной проекции пок- рытия Марка бетона Расход материалов Вес фермы в т
на 1 ферму на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия
бетона в м3 стали в кг СЗ О) ю а стали в кг
348* 93* 2,07*
ФБН7,5-101 7,5 330 432 200 0,44 87 101 0,98 1,98 2,25 1.1
ФБН7,5-102 7,5 420 . 200 0,44 93 109 0,98 2,07 2,42 1.1
ФБН7,5-103 7,5 540 348 300 0,44 101 123 0,98 2,25 2,28 1.1
ФБН9-101 9 ' 336 200 0.536 ИЗ 132 1 2,09 2,44 1,34
ФБН9-102 9 420 550 300 0,536 123 158 1 2,23 2,93 1.34
ФБН9-103 9 516 300 0,536 140 149 1 2,59 2,36 1.34
ФБН10,5-101 10,5 336 300 0,622 139 1 2,21 1,56
ФБН10,5-102 10,5 396 564 300 0,622 170 149 198 1 2,7 2,36 3,14 1,56
ФБН10,5-103 10,5 540 334 400 0,622 178 202 1 2,83 2,81 1,56
ФБН12-101 12 360 492 300 0,722 178 227 1 2,47 3,16 1.8
ФБН12-102 12 468 400 0,722 205 1 2,85 1.8
ФБН12-103 12 600 400 0,722 286 250 1 3,97 3,47 1.8
Примечание. В числителе дробей указаны расчетная нагрузка и расход стали при арматуре нижнего пояса из стали марки Ст.5, упрочненной вытяжкой; в знаменателе—то же, при арматуре нижнего пояса из стали марки 25Г2С, также упрочненной вытяжкой* Остальная арматура фермы принята из стали марок Ст.З и Ст.5.
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
394
Рис. XVII. 13. Треугольная составная ферма из трех элементов а — треугольный элемент; б—прямолинейный элемент (вставка) нижнего пояса
Уклон кровли принят 1 : 3; при таком уклоне кровля может быть выполнена из волнистых асбестоцементных листов или из руберойда на тугоплавкой мастике.
Треугольная ферма, состоящая из мелких элемен
тов с предварительно напряженным нижним поясом, приведена на рис. XVII 11. Особенностью такой конструкции является то, что она лает возможность изготовления ферм различных пролетов (12; 10,5; 9 и 7,5 я)
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
395
из однотипных элементов путем исключения средних элементов фермы и замены средней стойки (рис. XVII. 12). При этом опалубочные размеры элементов фермы сохраняются, меняются лишь марка бетона и стали и площадь сечения арматуры.
Элементы фермы изготовляются в стальной опалубке. Максимальный вес опорного блока 360 кг\ остальные элементы весят от 160 до 64 кг\ благодаря малому весу элементов сборку ферм можно производить в вертикальном положении даже вручную.
После сборки фермы в стальном кондукторе, заче-канивают швы в стыках цементным раствором марки 400, затем в отверстия нижнего пояса пропускают 2 стержня с приваренными к ним по концам коротышами большого диаметра, под нарезку.
Эти стержни натягивают гидравлическим домкратом. Далее в каналы нагнетают цементный раствор, обеспечивающий сцепление натянутой арматуры с бетоном.
Показатели по предварительно напряженным треугольным составным фермам из мелких элементов при шаге ферм 6 м приведены в табл. XVI 1.3
Рабочие чертежи составных ферм из мелких элементов для разных пролетов нагрузок помещены в альбоме Гипросельхоза, серия 01, вып. XI, раздел 2.
Стропильная ферма из укрупненных элементов состоит из двух треугольных блоков и одной вставки в середине нижнего пояса (рис. XVII.13).
Элементы нижнего пояса соединяются на сварке, а верхних поясов в коньке — на болтах.
В одной и той же опалубке можно изготовлять треугольные элементы для ферм пролетом 12; 10,5; 9 и 7,5 м; для этого в опалубке в определенных местах ставят заглушки, что дает возможность уменьшать размеры изготовляемых элементов. Кроме того, для ферм разных пролетов меняется средняя вставка нижнего пояса (рис. XVII.14).
Т аблица XVII.4
Показатели по железобетонным треугольным составным фермам из укрупненных элементов со сваркой стыков в нижнем поясе
ФБК7,5-101 ФБК7,5-102 ФБК7,5-103 ФБК9-101 ФБК9-102 ФБК9-103
ФБК10,5-101 ФБК10,5-102 ФБК10,5 103 ФБК12-101 ФБК12-102 ФБК12-103
7,5 7,5 7,5 9 9
9
10,5 10,5
10,5 12
12 12
350 450
550 350 450 550
350 450
550
350 450 550
200
200
300
200
300
300
300
300
400
300
400
400
0,383 0,383 0,383 0,464 0,464 0,46-4 0,572
0,572 0,572 0,65
0,65 0,65
155 182 190 193 210
259
243
306
326
302
351
461
0,85 0,85 0,85 0,86 0,86 0,86 0,91 0.91 0,91 0,9
0,9 0,9
3,44 4,05 4,24 3,58 3,9
4,8 3,86
4,86 5,18 4,34 4.88
6,4
0,96 0,96 0.96 1,16 1,16 1,16 1,43 1,43 1,43 1,63 1,63 1,63
3. Колонны и фундаменты
Колонны и фундаменты большинства сельскохозяйственных зданий испытывают сравнительно небольшие вертикальные и горизонтальные нагрузки. Исключением являются здания авторемонтных заводов, ремонтных мастерских и т. п., в которых применяются
Рис. XVII.14. Схемы треугольных составных ферм из трех элементов для различных пролетов
Как и в фермах, состоящих из мелких элементов, здесь для различных пролетов сохраняются опалубочные размеры элементов фермы и меняются лишь марка бетона и стали для арматуры.
Рабочие чертежи составных ферм из укрупненных элементов приведены в альбоме Гипросельхоза, серия 0,1, вып. XI, раздел 1.
Показатели по треугольным составным фермам из укрупненных элементов с арматурой из стали марок Ст. 5 и Ст. 3 при шаге ферм 6 м приведены в табл. XVII.4.
Рис. XVII.15. Колонны животноводческих зданий
а — крайние; б — средние; в — накладка толщиной 12 мм для случая установки на колонну конструкций с опорой шириной более 160 мм
396**=
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
Рис. XVII. 16.Фундаменты под колонны сельскохозяйственных зданий
а — фундамент под колонну (общий случай): б — фундамент под колонну температурного шва; в—фундаментные блоки для ленточных фундаментов марок ФБ-6; ФБ-8; ФБ-10 и ФБД-6 (доборный)
конструкции колонн, аналогичные конструкциям колонн в одноэтажных производственных зданиях. Колонны животноводческих зданий имеют небольшие размеры поперечного сечения (от 200X200 до 300X300 мм) и небольшую высоту (от 2,7 до 4,7 м). Некоторые конструкции колонн показаны на рис. XVII. 15. Рабочие чертежи колонн сельскохозяйственных зданий разработаны Гипросельхозом и приведены в альбомах серии 01, вып. V и X.
Сборные фундаменты под колонны, а также фундаментные блоки, из которых возводятся ленточные фундаменты под стены, показаны на рис. XVI 1.16.
4. Трехшарнирные рамы из треугольных ферм
Трехшарнирные рамы, разработанные Укргипросель-строем для зданий различного сельскохозяйственного назначения по схемам, изображенным на рис. XVII.2, составляются из трех типов ферм марки ФР для покрытия с рулонной кровлей и такого же числа типов марки ФА для покрытия с более крутой кровлей из волнистых асбестоцементных листов.
На рис. XVII. 17 показана одна из треугольных ферм марки ФР-2, являющаяся элементом рамы, а в табл. XVI 1.5 приведены основные показатели по этим
конструкциям, выполненным из бетона марки 200 и стали марок Ст. 5 и Ст. 3.
В каждом здании применяются один-два типа треугольных элементов рам, причем они имеют одинаковую толщину 150 мм (кроме одного типа, примененного для здания ремонтной мастерской, где принята толщина, равная 200 мм).
Вес треугольного элемента рамы составляет от 268 до 860 кг.
Предусмотрены два варианта стыкования элементов рам: на сварке и на болтах.
Трехшарнирные рамы устанавливают в стаканы
сборных железобетонных фундаментов и связывают
между собой железобетонными брусками покрытия,
распорками и диагональными связями. При покрытии с рулонной кровлей по рамам укладывают железобе-
тонные крупноразмерные плиты.
Стены в зданиях рамной конструкции могут быть из различных местных материалов или из сборных тонкостенных стеновых панелей.
Трехшарнирные рамы экономичны при отсутствии продольных несущих стен. Для зданий с несущими продольными стенами (например, для двухрядного коровника) решение по схеме, изображенной на рис. XVII.2, менее экономично, чем для зданий с балками или фермами, уложенными непосредственно на несущие стены.
§ 2. КОНСТРУКЦИИ ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
397
Рис. XVII.17. Треугольная ферма марки ФР-2 (элемент трехшарнирной рамы)
а — опалубочные размеры; б — армирование
Таблица XVII.5
Показатели треугольных ферм (элементов трехшарнирных рам)
Марка фермы Габариты в мм Расход материалов на 1 ферму Вес фермы в кг
длина толщина
бетона I в мл | стали в кг
ФР-1 2 974 150 0,103 23,7 268
ФР-2 4 482 150 0,15 62,4 390
ФР-3 5 991 200 0,331 75,6 860
ФА-1 3 183 150 ' 0,11 25,6 275
ФА 2 4 697 150 0,152 65,2 380
ФА-3 6 211 150 0,222 79,3 555
Таблица XVII.6
Расчетные нагрузки и показатели железобетонных подкрановых балок пролетом 6 м под мостовые однобалочные краны грузоподъемностью до 5 т и пролете крана 11 м
5. Подкрановые балки
В ремонтных мастерских и некоторых других зданиях применяются легкие краны. В альбоме серии 01 вып. VI помещены разработанные Гипросельхозом рабочие чертежи подкрановых балок под мостовые однобалочные краны с электрической талью грузоподъемностью 1, 2, 3 и 5 т при шаге колонн 6 м и пролете здания 12 м.
CQ X
— St - Расход материалов X ч
Марка балки • s * е О <У А « гД р и ев X 0.0 на 1 балку св Ю
Q. о О я 5s бетона CU S
f- Е X X < XQ в л<3 стали в кг CQ и
БК101-К 1 200 0,8 106,7 2
БК101-С 1 200 0,8 106,3 2
БК101-Т 1 200 0,8 107,6 2
БК102-К 2 200 0,8 117 2
БК102-С 2 200 0,8 116,6 2
БК102-Т 2 200 0,8 117,9 2
БКЮЗ-К 3 300 0,8 140 2
БК103-С 3 300 0,8 139,6 2
БК103-Т 3 300 0,8 141 2
БК105-К 5 300 0,98 201 2,45
БК105-С 5 300 0,98 200,5 2,45
БК105-Т 5 300 0,98 201,8 2,45
Примечание. Индекс у марки балки обозначает: К—крайние; С—средние; Т—у температурных швов.
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИИ И СООРУЖЕНИИ
398
Схема балок и нагрузок
iiiluiihiiiiiiiiiiiiiiiiiiii pHiiHii
р РР р Р=2,22 т для бК'101 2500 2500т для 6K'W2 Т ш.
200
Узел /7
Рис. XVII.18. Подкрановая балка для мостовых однобалочных кранов с электрической талью грузоподъемностью 1 и 2 т при шаге колонн 6 я и пролете крана 11 я
/ — газовые трубки диаметром 19 мм для крепления рельса; 2 — то же, для балки марки БК-К; 3 — то же, диаметром 25 мм для крепления троллей; 4 — стальная закладная деталь (только в балке марки БК-Т); 5 — сварка; 6 — отверстие диаметром 40 мм
Конструкция подкрановых балок этого типа изображена на рис. XVII.18, а показатели их приведены в табл. XVII.6.
Конструкции подкрановых балок, разработанные Гипросельхозом, значительно легче типовых подкрановых балок под мостовые электрические краны грузоподъемностью 5, 10 г и более, применяемых в одноэтажных производственных зданиях. Такие конструкции подкрановых балок могут применяться не только в сельскохозяйственных зданиях, но и в зданиях других отраслей народного хозяйства.
В настоящее время закончена разработка альбома рабочих чертежей подкрановых балок под аналогичные
краны с напряженной арматурой (альбом Гипросельхоза, серия 01, выпуск XVI).
§ 3. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ, ИЗГОТОВЛЯЕМЫЕ СИЛАМИ КОЛХОЗОВ, СОВХОЗОВ и др.
Сборные железобетонные конструкции и детали, изготовляемые силами колхозов и др., имеют небольшой вес — до 0,5 т, небольшие габариты и простую форму сечения. Бетон принят марки 150—200; арматура вязаная из стали марок Ст. 3 и Ст. 0. Расстояния между осями стен и внутренними колоннами в поперечном направлении здания кратны 0,5 м и находятся в преде-
§ 3. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ, ИЗГОТОВЛЯЕМЫЕ СИЛАМИ колхозов, СОВХОЗОВ И ДР.
399
Разрез по 14
Рис. XVII.19. Примеры решений сельскохозяйственных построек со сборными железобетонными изделиями, изготовляемыми силами колхозов
а — постройки с чердачным перекрытием (конюшни, телятники, помещение для молодняка и др.); б — постройки с совмещенным покрытием (коровник с четырехрядным расположением стойл)
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИИ
400
Таблица XVII.7
Габариты железобетонных изделий, изготовляемых силами местных строительных бригад и расход материалов на одно изделие
Марка изделия Схема изделия Расход м на 1 И2 бетона В JU3 атериалов (делие стали в кг Вес изделия в кг
ФК-1 0,158 9 395
СК-1 § IJp IT 1г^ 0,114 17,93 285
• СК-2 т i У [lj 1 0,124 19,73 310
СК-3 ill H?j8 L 0,136 21,75 340
БК-1 0,078 11,87 195
БК-2 БК-2у* 0,126 24,7 314
0,126 29,69 314
* Здесь и дальше индекс «у» в марке балки обозначает, что балки рассчитаны на более тяжелую нагрузку.
& 3. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИИ, ИЗГОТОВЛЯЕМЫЕ СИЛАМИ колхозов, СОВХОЗОВ И ДР.
- — — - - = — . - . _ . 401
Продолжение та«л. XVII.7
Марка изделия Схема изделия Расход основных материалов на 1 изделие Вес няделия в кг
бетона В At3 стали в кг
БК-3 0,145 1 23,01 362
БК-4 <*9J 0,181 47,86 455
БК-4у 0,2 62,64 500
БК-5 0,196 37,22 490
ПК-1 ,^г 31,60 п Чц 0,109 9,46 272
ПК-2 ач зш 1 1 д 0,115 9,64 275
ПК-3 3W П 0,196 19,2 492
ПК-4 Mt —j 0,179 18,41 448
26 Зак. 2065
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИИ И СООРУЖЕНИЙ
402
лах 2—4 ж; в продольном направлении здания шаг стоек принят 3,5 м.
Укргипросельстрой разработал 13 типоразмеров сборных железобетонных изделий, из которых можно построить подавляющее большинство животноводческих и тому подобных зданий. Изготовление железобетонных изделий предусматривается в полевых условиях, непосредственно на строительной площадке или на строительном дворе с соблюдением установленных техническими условиями требований. Схемы и основные показатели для указанных изделий приведены в табл. XVII.7. В этой таблице даются данные для железобетонных конструкций зданий с чердачным помещением, рассчитанных на полезную нагрузку 400 ка/ж2 и утепление перекрытия теплоизоляционными материалами объемным t весом у = 400 кг/лс3. При совмещенных покрытиях утеплитель принят объемным весом 1 000 кг!м\
Помимо изделий, приведенных в табл. XVII.7, Укргипросельстрой запроектировал вариант чердачных перекрытий с утеплителем объемным весом 7 = = 1 000 кг/м3. Для них высота балок на опоре принята 300 мм, а высота продольных ребер плит — 200 мм, соответственно усилена арматура. Для тех случаев, когда изделия могут изготовляться на полигоне, оборудованном сварочными аппаратами, той же организацией разработаны элементы с аналогичными габаритами и сечениями, но вместо вязаной арматуры применены сварные каркасы.
Примеры решений некоторых типов сельскохозяйственных построек со сборными железобетонными конструкциями, изготовляемыми силами колхозов, совхозов и др. приведены на рис. XVII.4 9.
Конструкции из сборного железобетона, изготовляемые на межколхозном полигоне или силами колхозных строительных бригад, разработаны также Саратовским автодорожным институтом в содружестве с Саратовским областным управлением по строительству в колхозах под руководством канд. техн, наук А. Р. Машина [5].
§ 4. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ СИЛОСНЫХ СООРУЖЕНИЙ
1. Сквозные траншеи
На рис. XVII.20 изображена сквозная траншея для силосования зеленой массы по проекту Т-54 НИИЖеле-зобетона Мосгорисполкома [2]. Ширина траншеи 4 м, длина 20—25 м.
Траншею монтируют из элементов трех типов — опорной плиты, стойки и стеновой плиты.
Опорные плиты размерами 1,1X0,4 м укладывают на дно вырытого котлована. К плите с помощью болтов прикрепляют стойки Т-образной формы. Затем устанавливают стеновые ребристые железобетонные плиты, которые также прикрепляют болтами к стойкам. Стеновые плиты могут быть разных типов, например ППТ-4, ПРТ-4 и др. От их длины зависит расстояние между стойками. Швы между стеновыми панелями заполняют цементным раствором. Неровности на внутренней поверхности стен и швы между панелями затирают цементным раствором.
До оштукатуривания стен производят обратную засыпку и обвалование стен снаружи грунтом.
Траншеи указанного типа обычно не полностью заглублены в землю; наружный откос отсыпается с уклоном 1 : 2; ширина бровки — не более 0,5 м.
Благодаря неполному заглублению уменьшается давление грунта на конструкцию, что позволяет при-
Т а б л и ц a XVII.8
Показатели сборных железобетонных сквозных траншей
Наименование [показателя Единица измерения Показатели при стеновых плитах типа
ПРТ-4 ПЙТ-4 ПС-18 | ПС-22
Расстояние между осями стоек Общая длина траншеи . . Полезный объем траншеи Емкость траншеи Расход железобетона на всю траншею при общем числе сборных железобетонных элементов 242 шт. В том числе: а) на 30 опорных плит б) на 30 стоек .... в) на 182 стеновые плиты Расход бетона для днища при средней толщине 0,05 м Расход болтов с гайками и шайбами Расход материалов на 10 лс3 полезного объема траншей: а) железобетона для сборных железобетонных элементов . б) бетона для днища . в) болтов, гаек и шайб м м3 m м3 кг м3 1,78 19,6 180 108 11,7 1,6 3 7,1 3,9 150 0,65 0,022 8,3 1,78 19,6 180 108 13,3 1,6 3 8,7 3,9 150 0,74 0,022 8,3 1,84 20,2 185 111 11,7 1,6 3 7,1 4 150 0,63 0,022 8,1 2,19 24,1 220 132 13,1 1,6 3 8,5 4 150 0,6 0,022 6,8
менять детали меньшего веса, чем при полностью заглубленных траншеях.
Основные показатели сплошных траншей емкостью Ю8—132 т в зависимости от применяемых типов стеновых плит приведены в табл. XVII.8.
2. Секционные силосные траншеи
На рис. XVII.21 изображена двухрядная траншея на 12 секций, собираемая из многопустотных железобетонных плит (типовой проект № 1114 Гипросельхоза). Число секций может меняться в зависимости от мест-» ных условий и потребностей хозяйства.
Строительство траншей начинают с рытья котлована и устройства днища из бетона марки 100 по утрамбованному грунту. Затем устанавливаются плиты первого по высоте яруса и свариваются между собой при помощи стальных накладок и уголков. Далее на цементном растворе марки 100 устанавливают плиты второго яруса и приваривают их к плитам первого яруса и между собой.
Плиты траншеи по своим внешним габаритам аналогичны плитам МБ-4 (серия ИИ-01-01), предназначенным для применения в жилищном строительстве, но несколько отличаются армированием, так как, например, средние плиты должны работать на нагрузку как с одной, так и с другой стороны при неодновременной загрузке секций.
Швы между плитами должны быть тщательно заполнены цементным раствором, а углы сопряжения плит между собой и с днищем, кроме того, должны быть закруглены раствором.
§ 4. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ СИЛОСНЫХ СООРУЖЕНИЙ
403
0)
Рис. XVII.20. Сквозная силосная траншея по проекту Т-54 НИИЖелезобетона
а — общий вид траншеи; б —детали; в — армирование деталей; стойка; 2 — опорная плита; 3 — стеновые плиты; 4 — засыпка грунтом; 5—силосная масса; 6 — сварная арматурная сетка; 7 — сварные арматурные каркасы; 8 — петли для подъема; 9 — отверстия диаметром 20 мм
Днище каждой секции покрывают цементной стяжкой. Внутренние поверхности стен и днища каждой секции покрывают битумной эмульсией или кислотостойкой краской.
Расход основных материалов для траншей на 12 секций общей емкостью 367 м2> составляет: бетона марки 200—34 м3; бетона марки 100 (для днища) — 13,5 л3; арматуры из стали марки Ст. 3 — 2,88 т; стальных закладных деталей —1,3 г.
Вес одного элемента плиты равен 1,33 т; объем бетона— 0,531 м3; вес стали — 44,6 кг.
3. Силосные ямы из железобетонных колец
На рис. XVI 1.22, а изображена секция силосных ям из железобетонных колец (типовой проект № 1114 Гипросельхоза). На рис. XVII.22,6 показано железобетонное кольцо диаметром 3 ж, со стенкой толщиной 100 мм для случая, когда ямы поставлены в ряд, а на
Таблица XVII.9
Показатели сборных железобетонных колец для силосных ям
Наименование показателей Единица измерения По толщине кольца в мм
100 80
Вес одного кольца т 2.3 1,88
Объем бетона марки 200 на 1 кольцо м3 0.92 0,75
Расход стали марки Ст. 3 на 1 кольцо кг 73 37,4
рис. XVI 1.22,в — такое же кольцо со стенкой толщиной 80 мм для случая, когда яма располагается отдельно.
Как видно из табл. XVII.9, расход основных материалов для отдельно расположенных силосных ям зна-
26*
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИИ
404
Рис. XVII.21. Двухрядная секционная траншея из многопустотных .плит
а —общий вид; б — многопустотная плита; / — днище из бетона марки 100; 2 —затирка цементным раствором; 3 — внутренние поверхности стен и днища после затирки окрашиваются кислотостойкой краской или битумной эмульсией; 4 — железобетонные многопустот
ные плиты
Рис. XVII.22. Секция силосных ям из железобетонных колец
а — план и разрезы; б — железобетонное кольцо диаметром 3 м, толщина стенки 100 мм для случая, когда силос* ные ямы поставлены в ряд; в — то же, толщина стенки 80 мм для отдельно расположенной ямы;
/ — затирка цементным раствором; 2 — днище из бетона марки 100; 3 — кольца из бетона марки 200; 4 — сваи; 5—толевая кровля; 6 — дерн; 7 —внутренняя поверхность силосных ям после затирки окрашивается кислотостойкой краской или битумной эмульсией
§ 4. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ СИЛОСНЫХ СООРУЖЕНИЙ
405
Ф Ж)
Рис. XVII.23. Шестигранные железобетонные силосные ямы. собираемые из плит
а — варианты расположения силосных ям; б —схемы разбивки граней ям; в — армирование железобетонных плит; е — сопряжение плит; д — вариант узла А; ж— вариант узла Б
чительно меньше, чем для силосных ям, стоящих в ряд. Это объясняется тем, что отдельно расположенная кольцевая конструкция испытывает под действием равномерного давления грунта лишь сжимающие усилия или также растягивающие от давления силосной массы. При расположении ям в ряд кольцо испытывает неравномерное давление грунта и в нем возникают изгибающие моменты, приводящие к необходимости увеличения сечения колец и их армирования.
Неравномерным давлением грунта можно пренебречь, если при заданных на рис. XVII.22 размерах и глубине силосных ям расположить их на расстоянии (в свету) не менее 2,5 м друг от друга.
На одну секцию, состоящую из пяти ям общей емкостью 135 м3 силоса, расходуется: бетона марки 200—18,4 л3, бетона марки 100 (наднище)—7,15л3, стали марки Ст.З —1,47 т.
4. Шестигранные силосные ямы из плит
Силосные шестигранные ямы (типовой проект № 1114 Гипросельхоза) (рис. XVII.23) собирают из прямоугольных железобетонных плит. Из плит выпущены петли арматуры, которые в крайних узлах шестигранных ячеек разрезают, отгибают, совмещают по
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИИ
406
парно.и сваривают. До сварки концы арматуры должны быть связаны между собой. Средние узлы ячеек при монтаже скрепляют путем вставки в петли арматуры вертикальных стальных стержней.
Возможно и другое, более простое, решение, предложенное в строительном тресте № 30 [4], по которому выпуски арматуры на концах плит связывают между собой и узел бетонируют (рис. XVII.23,d и ж).
Строительство шестигранных силосных ям начинают с рытья котлована и устройства днища из бетона марки 100 по утрамбованному грунту. На бетонный пол устанавливают первый ярус плит, образующих замкнутые шестигранники, швы между плитами заполняют цементным раствором. Далее, в том же порядке монтируют плиты следующих по высоте рядов. После скрепления и сварки арматуры плит пазухи узлов заполняют бетоном марки 200. После затвердения бетона силосные ямы обсыпают грунтом с утрамбовкой. Неровности на внутренних поверхностях стен и швы между плитами затирают цементным раствором.
Днище и стены изнутри покрывают битумной эмульсией или кислотостойкой краской. На 1 секцию из 7 силосных ям общей емкостью 126 м3 силоса расходуется бетона марки 200—12,7 м3, бетона марки 100 (для днища) — 6,5 л3, арматуры из стали марки Ст.З — 1,27 т. Вес плиты равен 255 кг; объем железобетона на 1 плиту — 0,102 м3; расход арматуры на 1 плиту 9,51 кг.
Основные показатели на 1 л3 полезной емкости силосохранилищ разных конструкций по данным типового проекта № 1114 приведены в табл. XVI 1.10.
Таблица XVII.10
Показатели сборных железобетонных силосохранилищ различной конструкции
Конструкция силосохранилища Расход материалов
железобетона В Л£э стали в кв
Шестигранные силосные ямы 0,1 11,3
Отдельно расположенные силосные ямы из железобетонных колец о.п 5,5
Силосные ямы из железобетонных колец, расположенных в ряд 0,14 10,9
Двухрядные траншеи £на 12 секций из многопустотных железобетонных плит . 0,11 11,35
5. Силосные башни
Силосные башни и полубашни из ёборного железобетона можно устраивать из крупных и мелких элементов, в том числе и из стандартных железобетонных кровельных плит.
На рис. XVII.24 показаны общий вид силосной башни и полубашни из кровельных плит, спроектированные архитектурно-конструкторским бюро Архитектурно-планировочного управления Москвы по предложению и при участии инженеров С. А. Миротворского и Э. Г. Ратц [3]. В этой конструкции применены два типа кровельных плит Р17 длиной 1 750 мм и плиты Р1 длиной 1 300 мм.
В первом ряду снизу чередуются плиты типа Р17 и Р1; для следующих рядов применяются только плиты типа Р17, а для верхнего ряда — плиты типа Р17 и Р1. Такая расстановка плит принята для обеспечения перевязки горизонтальных швов.
Плиты устанавливают ребрами наружу, швы между ними заделывают раствором. Неровности на внутренней поверхности стен и швы между плитами затирают цементным раствором.
Рис. XVIL24. Общий вид силосной башни и полубашни из сборных железобетонных кровельных плит а — силосная башня; б — силосная по лу башня
Внизу ребристые плиты опираются на специальные опорные детали. Швы между опорными деталями и плитами заполняют раствором.
Снаружи башню стягивают кольцевой арматурой. По периметру башни устанавливают четыре стальные штанги — по одной с каждой стороны проемов и две так, чтобы арматурные стержни, стягивающие башню, имели одинаковую длину. Эти штанги сваривают из двух уголков 45X5 мм. По высоте башни ставят 2—3 таких штанги (одну над другой).
§ 5. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИИ ПАРНИКОВ И ТЕПЛИЦ
407
В штангах просверливают отверстия, через которые пропускают концы натягиваемых стержней.
Основные стержни кольцевой арматуры приняты диаметром 10 мм. В целях экономии стали на концах стержней встык приварены отрезки гладкой стали диаметром 14 мм с нарезкой. Для натяжения стержней на их концы навинчивают гайки.
Рис. XVII.25. Ключ-ограничитель для натяжения стержней
1 — глухой гаечный ключ; 2 — болт диаметром 10 мм\ 3 — полумуфта; 4 — пружина; 5 — рукоятка
Кольцевую арматуру натягивают специальным гаечным ключом-ограничителем с разъединяющимися полумуфтами (рис. XVII.25). Полумуфты привариваются к стандартному ключу и к рукоятке из полосовой
Рис. XVI1.26. Железобетонные детали] силосных башен
а — крупные; б — средние; в — мелкие;
1 — основная плита крупная; 2 — плита с отверстиями для люков; 3 — доборная сплошная плита; 4 — доборная плита с отверстием для люка; 5 — опорная плита; 6 — сварная сетка; 7 — основная плита средняя; 8 — плита с отверстием для люка; 9 — доборная плита; 10 — опорная плита; 11 — основная плита мелкая; 12 — доборная плита;
13 — опорная плита
стали. Через полумуфты и пружину пропускается болт, которым можно сжать пружину до необходимого предела. Величина давления пружины на муфту определяется при тарировке ключей; она назначается такой, чтобы, натягивая арматуру при достижении проектного усилия натяжения в стержне, полумуфты в ключе проскакивали и ключ как бы «ломался». Обратным поворотом рукоятки ключа, надетой на гайку, его снова приводят в рабочее положение.
Гипросельхозом разработан проект (№ 1 140, 1 141, 1 142) силосной башни, собираемой из специальных железобетонных плит больших, средних и малых размеров (рис. XVII.26). Основные геометрические размеры и толщина плит каждой категории (например, 1; 2; 3 и 4 или 7; 8; 9 и т. д.) одинаковы.
Расход бетона для башни из стандартных ребристых кровельных плит значительно меньше, чем для других конструкций. По данным авторов предложения этой конструкции, на 1 м3 полезной емкости башни затрачивается 0,0336 м3 бетона, а на другие конструкции его расходуется больше (0,0463—0,0775 Такое сниже-
ние расхода бетона объясняется наличием ребер в плитах, что позволяет уменьшить толщину плиты между ребрами и довести ее до 25 мм.
Расход стали для силпсных башен, собранных из стандартных кровельных плит, несколько больше, чем собранных из других специальных конструкций, например, вес наружной кольцевой арматуры на 1 м3 емкости составляет 3,08 вместо 2,86 кг для других конструкций. Расход арматуры на внутреннее армирование еще больше, так как в кровельных плитах сильно армированы ребра. Однако эта арматура может быть значительно облегчена. Так, сохраняя опалубочные размеры плит, можно без ущерба для их прочности в ребрах плит вместо катанки диаметром 6, 8 и 9 мм применить проволоку диаметром 4 мм. В этом случае расход стали снизится с 2,25 до 1,26 кг на 1 м3 емкости.
Существенным недостатком указанной конструкции при применении мелких кровельных плит является наличие большого количества швов.
Для утепления стен силосных башен можно применять соломенные или камышитовые маты, подвешенные к арматурным кольцам. Эти маты могут быть временными (съемными) и постоянными. В последнем случае их следует оштукатуривать.
§ 5. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПАРНИКОВ И ТЕПЛИЦ
На рис. XVII.27 изображены элементы конструкций парника из сборного железобетона по типовому проекту № 1023 Гипросельхоза.
Парник выполнен из четырех конструктивных элементов: лежня (рис. XVII.27,б), южного Парубня (рис. XVII.27,e), северного парубня (рис. XVII.27,a) и торцового парубня (рис. XVI 1.27,д).
На глинистых грунтах естественный грунт в тропках между парниками при замерзании пучится и может сломать парубни, поэтому его следует заменить насыпным песчаным.
Таблица XVII.11
Показатели сборных железобетонных парников на 20 рам
Наименование детали Количество штук Расход материалов
бетона в м3 стали в кг
Лежень под стыки парубней 9 0,135 6.34
Южный парубень 8 0,168 15,2
Северный парубень ♦ . . 8 0,214 16
Торцовый парубень 2 0,03 2,44
Всего — 0,597 39,98
408
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИИ И СООРУЖЕНИИ
Рис. XVII.27. Парник из сборного железобетона (поперечный оазрез и детали)
а —поперечный разрез; б —лежень; в—южный парубень; г —северный парубень; д —торцовый парубемь; . 1 — насыпной песчаный грунт; 2 — рама
Рис. XVII.28. Парник из сборных железобетонных элементов ДП
1 — южный парубень ЦП-101; 2 — северный парубень ДП-102; 3 — торцовый парубень ДП-103; 4 — опора парника ДП-104; 5 — распор ка ДП-1С5; 6 — песок; 7 — растительный грунт; 8 — рама; стальной уголок; 7(7 — цементный раствор
§ 5. ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИЙ ПАРНИКОВ И ТЕПЛИЦ
409
Показатели расхода материалов на парник, состоящий из 20 рам, при обогреве теплом воды или пара приведены в табл. XVII.11.
Рис. XVII.29. Общий вид блочной железобетонной теплицы, выполненной по типовому проекту Гипросельхоза № 1061
Парники по проекту № 1023 построены во многих колхозах. Существенный недостаток этой конструкции заключается в том, что грунт под лежнями зачастую осыпается и лежни, а с ними и все детали перекашиваются. Для устранения указанного недостатка Гипро-сельхоз разработал конструкцию парника, изображенную на рис. XVI 1.28.
В этом случае опора 4 опущена до низа парника и опирается на плотный грунт. Опоры располагаются приблизительно через каждые 2 ле и соединяются болтами, выпущенными из элемента 5 с парубнями 1 и 2, при помощи уголков 90X10. Уголками того же сечения прихватываются и конструкции торцовых парубней 3.
Блочная теплица из сборного железобетона по типовому проекту № 1061 Гипросельхоза показана на рис. XVII.29.
Оконные переплеты, двери, ворота и форточки покрытий стальные.
Примыкания стальных конструкций к железобетонным должны быть плотными, не допускающими продув вания.
При остекленении покрытий теплиц (стекло толщиной 3 мм) применяется битумная замазка, а при остеклении стальных вертикальных ограждений железосуриковая замазка на натуральной олифе.
А)
Рис. XV1I.30. Детали отдельных узлов теплицы по проекту Гипросельхоза № 1061 (план и разрез теплицы см. рис. XVI1.8)
а — карнизный узел: б — коньковый узел; в — лоток;
1 — ригель; 2 — шпрос; 3 — стойка; 4 — карнизный прогон; 5 — стекло; 6 — оцинкованная кровельная сталь; 7 — полосовая сталь; 8 — коньковый прогон; 9 — лотковый прогон
ГЛАВА XVII. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
410
Строительные конструкции в проекте № 1061 рассчитаны на снеговую нагрузку, равную 25 кг на 1 м1 2 горизонтальной проекции кровли, с учетом постоянного таяния снега во время эксплуатации теплиц.
В случае, если отопление теплиц в зимнее время по какой-либо причине прекращается, необходимо периодически убирать снег с покрытия, не допуская превышения указанной величины снеговой нагрузки. Если уборка снега не может быть обеспечена, следует при проектировании принимать расчетную снеговую нагрузку, предусмотренную) в нормах проектирования для данной местности, причем рекомендуется на все расчетные нагрузки, кроме собственного веса, вводить коэффициент 0,8, как для особых сочетаний нагрузок.
Детали отдельных узлов теплицы изображены на рис. XVII.30.
Теплица по проекту Гипросельхоза 1061 разработана для четырех вариантов, отличающихся только полезной площадью. Данные по расходу материалов для различных вариантов теплицы приведены в табл. XVII,!2.
Таблица Показатели расхода материалов на теплищ по проекту Гипросельхоза №1061 XVII.12 И
Номер вари- Полезная Расход материалов на здание Расход материалов на стеллажи
анта площадь в м2 бетона в лс8 арматуры в кг закладных металлических деталей в кг бетона в м3 4 5 стали в кг
1 259 17,38 2 488 997 16,94 1023
0,067 9,6 3,85 0,065 3,98
524 27,67 4 152 1 595 33,38 2 045
2 0,053 7,95 3,05 0,064 3,92
3 1 053 47,85 0,045 7 445 7,05 2 777 2,63
4 2 640 108,98 0,041 17 321 6,55 6 313 2,40
Примечание. В числителе помещен расход материалов на все здание, в знаменателе на 1 л<2 полезной площади пола.
ЛИТЕРАТУРА
1. Типовые детали и проекты Гипросельхоза МСХ СССР и Укргипросельстроя МСХ УССР, изд. 1955—1957 гг
2. Р а т ц Э. Г. Сборная железобетонная силосная траншея Т-54, «Сельский; строитель» № 5, 1955.
3. Р а т ц Э. Г., Сборные железобетонные хранилища для силосования кормов, изд-во «Московский рабочий», 1953.
4. П о р х а ч е в Н. И., Сборные железобетонные силосные ямы сотового типа для хранения кукурузы, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 3, 1956.
5. Мингорсельстрой РСФСР. Главное управление по строи-
тельству в колхозах. «Альбом проектов животноводческих построек с применением унифицированных сборных железобетонных конструкций и деталей», Издательство «Коммунист», Саратов, 1957.
6. ГОСТ 2536-44 «Сооружения силосные. Нормы проектирования».
7. И л ь я ш е в с к и й Я. А., Сборный железобетон в сельскохозяйственных производственных постройках, Госстройиздат, 1959 г.
ГЛАВА XVIII
ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
В настоящее время после проведения большой работы по типизации сооружений и унификации размеров1 стала целесообразной разработка из сборного железобетона ряда сооружений наиболее массового применения, предназначенных для обслуживания систем водоснабжения и канализации. При этом применение предварительного напряжения обеспечивает необходимую герметичность стыков.
В водопроводных и канализационных сооружениях следует различать конструкции собственно зданий (коробок) и конструкции специальные (резервуары, колодцы, камеры, отстойники, фильтры и пр.); первые после проведенной унификации основных размеров зданий принципиально не отличаются от обычных типовых конструкций производственных зданий.
В данной главе описываются водопроводные и канализационные сооружения, которые в настоящее время разработаны различными проектными организациями и частично осуществлены. Эти сооружения являются либо наиболее распространенными из числа сооружений данного типа (резервуары, колодцы, коллекторы), либо такими, в которых применены конструкции, типичные для группы аналогичных сооружений, так, например, по конструктивному решению, примененному для нефтеловушек, могут выполняться многие водопроводно-канализационные сооружения (аэротенки, горизонтальные отстойники, фильтры, контактные резервуары и др.).
§ 1. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЗАГЛУБЛЕННЫЕ РЕЗЕРВУАРЫ ДЛЯ ВОДЫ
1. Форма резервуаров
В настоящее время в СССР железобетонные резервуары для воды строятся в основном по типовым проектам, выполненным институтом Гипроспецпромстрой в 1952, а также конторой Мосводоканалпроект в 1957 г.
Анализ, проведенный при проектировании резервуаров, показал, что при монолитных конструкциях резервуаров емкостью до 3 — 3,5 тыс. м3 наиболее экономичными являются цилиндрические; при применении предварительного напряжения цилиндрические резервуары имеют лучшие технико-экономические показатели, чем прямоугольные при емкостях до 5—6 тыс. м3.
Такие результаты объясняются меньшей поверхностью стенок цилиндрических резервуаров по сравнению с прямоугольными. При равной емкости и высоте резер
* Такая работа проведена ведущими проектными организациями, работающими в области проектирования водоснабжения и канализации (Гипроспецпромстрой, ГПИ Водоканалпроект, Гипрокоммунводоканал, контора Мосводоканалпроект и др.).
вуаров влияние этого фактора тем больше, чем меньше емкость резервуара.
Только при больших емкостях (порядка 10 тыс. м3), когда удельный вес железобетона стенок невелик и когда усилия в стенках цилиндрических резервуаров
Рис. XVIII.1. График расхода бетона на 1 м3 емкости сборных железобетонных резервуаров
1 — прямоугольные резервуары; 2 — цилиндрические резервуары
сильно возрастают, прямоугольные резервуары приближаются по своим технико-экономическим показателям к цилиндрическим резервуарам. Из практики строительства за рубежом известно, что успешно сооружаются предварительно напряженные цилиндрические резервуары емкостью до 200 тыс. м3. Результаты технико-экономического сравнения цилиндрических и прямоугольных резервуаров емкостью от 50 до 2 000 м3, выполненных из сборного железобетона с предварительно напряженными стенками, приведены на графиках рис. XVIII.1 и XVIII.2. Из этих графиков видно, что в цилиндрических резервуарах по сравнению с прямоугольными расход
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
412
бетона меньше на 15—40%, а расход стали на 25— 45%'
Кроме приведенных выше технико-экономических соображений, цилиндрические резервуары по сравнению с прямоугольными обладают следующими существенными преимуществами:
Из зарубежной практики известен пример строительства (в 1954 г.) в Южной Африке двух сборных железобетонных резервуаров для воды емкостью по 30 тыс. JH3 каждый. Стенки этих резервуаров выполнены из сборных железобетонных панелей. При монтаже стеновых панелей оставлялись зазоры в 300 мм, кото-
Рис. XVIII.2. График расхода арматуры на 1 л3 емкости сборных железобетонных резервуаров
1 — прямоугольные резервуары; 2 — цилиндрические резервуары
1) предварительное напряжение стенок выполняется сравнительно просто при помощи навивочной машины, что весьма важно для повышения водонепроницаемости (трещияоустойчивости) резервуаров;
2) улучшается работа резервуаров на температурные и сейсмические воздействия.
2. Типы резервуаров
а) Цилиндрические резервуары
На настоящее время строительство цилиндрических резервуаров из сборного железобетона как в СССР, так и за рубежом еще не носит массового характера; однако известны примеры, когда резервуары полностью или частично выполнены из сборных конструкций.
В 1952 г. на одной из нефтебаз под Москвой были построены цилиндрические резервуары емкостью 1 000 м3 (рис. XVII 1.3), днище которых выполнено из монолитного железобетона, а покрытие и стены из сборного.
Сопряжение днища со стенкой принято шарнирно подвижным (см. рис. XVIII. 12,а), а стыки стеновых панелей решены в двух вариантах (рис. XVII 1.4). Стенка резервуаров была подвергнута предварительному напряжению в кольцевом направлении; намотка арматуры производилась навивочной машиной.
Рис. XVIII.3. Цилиндрический сборный железобетонный резервуар емкостью 1 000 м* на одной из подмосковных нефтебаз
а — навивка предварительно напряженной арматуры; б— на-вивочная машина
Рис. XVIII.4. Типы стыков стеновых панелей а — закрытый; б — открытый;
7— заполнение раствором на расширяющемся цементе; 2 —арматура панелей; 3 — накладка из круглой стали
§ 1. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЗАГЛУБЛЕННЫЕ РЕЗЕРВУАРЫ ДЛЯ ВОДЫ
413
рые затем заполнялись бетонной смесью с применением вакуумирования. По истечении 20 мин. с момента окончания бетонирования одного зазора опалубку перемещали для укладки бетонной смеси на другой зазор. Напряжение арматуры осуществлялось натяжной машиной швейцарской фирмы BBRv. В последние годы за рубежом строительство сборных резервуаров значительно расширилось.
б) Прямоугольные резервуары
Строительство прямоугольных резервуаров в СССР цо сего времени велось по индивидуальным проектам.
Рис. XVIII.5. Монтаж резервуара емкостью 3 тыс. м\ построенного в 1956 г. в Баку полностью из сборного железобетона
Конструктивная схема их была такова: днище и стены из монолитного железобетона, колонны, а иногда и покрытия, сборные.
В 1956 г. в Баку по проекту Гипроазнефти был построен прямоугольный резервуар емкостью 3 тыс. .и3 полностью из сборного железобетона (рис. XVIII.5). Сопряжение стеновых панелей с днищем -показано на рис. XVIII.6,а, а стеновых панелей между собой на рис. XVII 1.6,6. Резервуар был залит водой и показал хорошие результаты.
В 1957 г. конторой Мосводоканалпроект разработаны рабочие чертежи типовых проектов прямоугольных железобетонных резервуаров емкостью от 3 до 40 тыс. м3 (рис. XVIII.7). Отличительная особенность этих резервуаров состоит в том, что колонны и покрытие изготовляются из сборного железобетона, причем панели покрытия опираются углами на колонны; тип панели приведен на рис. XVIII.8. Институтом Водоканалпроект в настоящее время разработаны рабочие чертежи опытной конструкции прямоугольного резервуара с предварительным напряжением, емкостью 3 000 м3.
ис. XVIII.6. Сопряжение элементов резервуара, приведенного на рис. XVIII.5
а — стеновых панелей с днищем; б — стеновых пане • лей между собой; 1 — раствор на расширяющемся цементе; 2 — бетон
Рис. XVIIJ.8. Панель покрытия резервуара
1 — петли для подъема
Рис. XVII.7. Резервуар для воды с покрытием из сборных железобетонных элементов
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
414
Рис. XVIII.9. ЪСхемы и типоразмеры сборных железобетонных резервуаров, разработанных Гипроспецнефтью
3. Высота и типоразмеры цилиндрических резервуаров
Произведенный проектным институтом Гипрослец-промстрой технико-экономический анализ показал, что по строительной стоимости оптимальной высотой резервуаров для малых емкостей (до 200 м3) является 3,5 м, а для больших емкостей — 6 м.
При учете эксплуатационных затрат на электроэнергию резервуары емкостью от 50 до 500 м3 наиболее экономичны высотой 3,5 At, а емкостью от 600 до 2 000 м3 — высотой 4,5 м. Преимущество низких резервуаров состоит также в том, что в этом случае сохраняется нормальное заглубление подводящих и отводящих трубопроводов, а при наличии насосных станций уменьшается также их заглубление.
В соответствии с изложенным институт Гипроспец-промстрой разработал нормальный ряд цилиндрических резервуаров из сборного железобетона, схемы и предварительные типоразмеры которых приведены на рис. XVI1I.9.
4. Конструктивные элементы цилиндрических резервуаров из сборного железобетона
В резервуарах, разработанных институтом Гипро-спецпромстрой, предусматриваются днища монолитные,
покрытия и стены сборные. Для армирования днища применяется низколегированная сталь периодического профиля марки 25Г2С.
Рис. XVIII.10. Конструкция резервуара емкостью 2 000 м3 из сборного железобетона
§ 1. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ЗАГЛУБЛЕННЫЕ РЕЗЕРВУАРЫ ДЛЯ ВОДЫ
415
Конструктивная схема покрытия принята с радиальным расположением колонн и панелями, укладываемыми по кольцевым балкам; такая схема (рис. XVIII.10) дает наиболее простое и экономичное решение. Стены резервуаров предусмотрены из панелей, изготовляемых
в заводских или полигонных условиях. Проект рекомендует два типоразмера стеновых панелей — высотой 3,5 и 4,5 м. Панели меньшей высоты приняты для резервуаров емкостью от 50 до 500 At3, а большей высоты — для резервуаров емкостью от 600 до 2 000 м3.
Стеновая панель запроектирована плоской (рис. XVIII.11).
Сопряжение панелей с днищем для резервуаров емкостью до 500 м3 (включительно) рекомендуется шарнирно подвижное (рис. XVIII.12,а), для резервуаров емкостью 600 м3 и более шарнирно неподвижное (рис. XVIII.12,б); приводимые решения наиболее распространены в настоящее время, но могут быть и другие решения.
Сопряжение панелей между собой разработано в трех вариантах: стык конструкции Передерия (рис. XVIII.13,а), стык в виде шпанки, заливаемой цементным раствором (рис. XVIII.13,б), и стык с заделкой торкрет-бетоном (рис. XVIII. 13,в).
Для повышения трещиностойкости стенок и экономии стали стенки цилиндрических резервуаров подвергаются предварительному напряжению путем навивки кольцевой арматуры из высокопрочной стальной проволоки диаметром 5 мм по ГОСТ 7348-55. Навивка производится машиной типа АНМ-5, разработанной и испытанной СКБ и ВНИИСТ Главгаза СССР.
Предварительное напряжение можно осуществить также <и не машинным способом, а вручную, путем
Рис. XVIII.12. Сопряжение панелей стен с днищем
а — шарнирно-подвижное; б — шарнирно-неподвижное;
1 — битум; 2 — заделка цементным раствором
устройства резервуара в форме усеченного конуса (уклон 1 :12) с последующим осаживанием спиральной кольцевой арматуры из высокопрочной стали сверху вниз.
Для уменьшения трения при осаживании необходима предусматривать вертикальные стержни (полозья) диаметром 8—10 мм через каждые 40—60 см. Такой способ с успехом применен в Венгерской Народной Республике при строительстве резервуара емкостью 1 200 At3.
Исходя из того что резервуаров для воды в одном месте часто строится не более 1—2 (и особенно при малых и средних емкостях), ручной способ натяжения может найти применение.
5. Методы производства работ
При строительстве нескольких резервуаров емкостью 1 000—2 000 At3, учитывая значительный объем земляных работ, экономически целесообразно использовать на земляных работах комплект механизмов, состоящий из экскаватора с ковшом емкостью 1 м3 (марки Э-1004)
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
416
Рис. XVIII.13. Сопряжение панелей стен между собой в — стык конструкции Передерия; б — стык в виде шпонки; в—стык с заделкой торкрет-бетоном;
1 — цементный раствор; 2 — торкрет-бетон
Рис. XV11I.14. Схема монтажа сборных железобетонных элементов резервуара емкостью 2 000 м*
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
417
Таблица XVIII.1
Основные характеристики кранов
Тип крана Марка Вылет стрелы в м Грузоподъемность в т Стоимость ма-шино-смены в руб.
Кран-экскаватор Э-505 5-17 7—1 140
Кран-экскаватор Э-1004 6,5—17 8-2 195
и автосамосвалов МАЗ-205. При малых объемах работы применяются экскаватор Э-505 и автосамосвалы ЗИС-585.
Дно котлована перед укладкой бетона тщательно планируется. Бетонирование днища производят секторами для уменьшения усадочных деформаций.
Сборные железобетонные элементы монтируют с помощью самоходных стреловых кранов. При максимальном весе (3 т) сборных железобетонных элементов для монтажа резервуаров емкостью 1 000—2 000 м3 можно применять кран-экскаватор Э-1004, а для меньших резервуаров кран-экскаватор Э-505. Основные характеристики кранов приведены в табл. XVIII.1.
Монтажные работы можно производить при расположении крана как на бровке котлована, так и с заездом в котлован (рис. XVIII.14).
Последовательность монтажных работ может быть следующая: устанавливают и раскрепляют колонны, затем кольцевые балки и панели центральной части покрытия, после чего монтируют стеновые панели. Далее замоноличивают все стыки между сборными элементами и монтируют остальные плиты покрытия.
6. Технико-экономические показатели цилиндрических резервуаров из сборного железобетона
В табл. XV1II.2 приводятся сравнительные данные по расходу основных материалов для монолитных и сборных резервуаров.
Таблица XVIII.2
Технико-экономические показатели цилиндрических резервуаров
Емкость в ж3 Конструкция Трудовые затраты в чел.-днях Расход материалов
бетона в ж3 стали в т лесоматериала в лс3
50 Монолитный . Сборный . . . — 11,2 12,5 0,77 0,76 14,5 1,45
500 Монолитный . Сборный . . . 459,7 354,5 74,1 67.1 4,69 4,02 42 4,2
1000 Монолитный . Сборный . . . 686,6 529,8 131,6 113 7,5 7,25 68,6 6,86
2 000 Монолитный . Сборный . . . 1 445,4 934,5 254,7 194,7 14,4 12,34 94 9,4
При применении сборных конструкций достигается в среднем следующая экономия основных материалов:
лесоматериал......................... 90э/о
бетон................................ 20э/о
сталь................................ 10э/о
трудовые затраты................ 25—35°/О
При применении предварительного напряжения в панелях покрытия экономия металла будет более значительной, порядка 25—35%.
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
1. Общие данные
Основные элементы водонапорной башни: фундамент, опора под водяной резервуар и водяной резервуар.
Конструктивные элементы водонапорных башен:
а) фундаменты — отдельно стоящие под стойки опоры; кольцевые плиты; сплошные плиты; фундаменты могут быть выполнены из сборного или монолитного железобетона. бетона и блочной кладки;
б) опоры под водяной резервуар — ранее они выполнялись главным образом из монолитного железобетона, в виде цилиндрических оболочек; в настоящее время разработан ряд конструкций сборных опор, которые описываются ниже; высота опор башен обычно находится в пределах от 12 до 40 м\
в) водяные резервуары из сборного железобетона пока еще не получили широкого распространения; резервуары должны иметь форму, наиболее полно соответствующую статической работе материала; так, например, днище железобетонных резервуаров выполняется в виде сферической оболочки с выпуклостью, обращенной кверху, для создания напряжений сжатия; распор от купольного днища воспринимается опорным кольцом, армированным предварительно напряженной арматурой; стенки резервуаров выполняются преимущественно цилиндрическими. Для утепления резервуара устраивается шатер, однако наличие его не является обязательным; необходимость сооружения шатра обосновывается* теплотехническим расчетом.
До настоящего времени сборный железобетон для сооружения водонапорных башен применялся редко, что объясняется разбросанностью мест строительства, малой строительной стоимостью башен, а также отсутствием удачных решений сборных конструкций.
Из всех элементов водонапорной башни наиболее трудоемкими и требующими наибольшего расхода материалов являются опоры под резервуар, особенно при большой их высоте.
Конструкция опоры в виде монолитной железобетонной цилиндрической оболочки, выполненной в подвижной опалубке, имеет толщину 120—150 мм. Такая толщина назначается из условий производства работ и в прочностном отношении используется далеко не полностью.
Разработанные в настоящее время другие типы опор из сборного железобетона позволяют лучше использовать материал. Примером может служить сетчатая сборная железобетонная опора водонапорной башни, предложенная инж. Изаксоном, у которой приведенная толщина оболочки опоры составляет всего 40 мм.
Ниже приведены примеры трех типов сквозных конструкций башен из сборного железобетона.
2. Водонапорные башни
со сборными железобетонными опорами и со стальными резервуарами емкостью 80—300 м3
(предложены инж. С. И. Изаксоном)
Конструкция водонапорной неотапливаемой башни, изображенной на рис. XVIIIЛ5, состоит из сборной железобетонной опоры, сборного железобетонного фунда
27 Зак. 2065
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
418
мента и сборного стального резервуара без шатра, но с утеплением в необходимых случаях. Водопроводная коммуникация выполнена в виде центральной напорно-разводящей стальной трубы диаметром 900 мм. Камера переключения расположена в заземленном колодце.
Рис. XVIII.15. Общий вид сборной железобетонной водонапорной башни
Труба, днище бака и крыша утеплены сборными щитами с применением минерального войлока, что обеспечивает нормальную работу башни в зимний период даже при наличии слоя льда на стенках резервуара. В необходимых случаях, определяемых теплотехническим расчетом, для уменьшения или исключения льдообразования стенки резервуара могут быть утеплены сборными щитами.
Опора башни состоит из унифицированных железобетонных крупнопанельных деталей в виде жестких треугольных элементов, установленных кольцевыми рядами по поверхности, образующей многоярусную сетчатую оболочку башни по форме, близкую к усеченному конусу. Каждые два смежных угла соседних элементов опираются на один элемент ниже, расположенного ряда
(рис. XVIII.16). Во всех трех углах треугольников имеются выпуски арматурных стержней, которые свариваются между собой с последующим омоноличиванием стыка.
Рис. XVIII.16. Соединение’’сборных элементов опоры
1 — контур бетона омоноличива^ия стыка
600*400 &
*----S
1500*1200
Рис. XVIII.17. Сборные элементы опоры башни
а — треугольные детали трех типоразмеров Т2, ТЗ, Т4; б — фун • I даментный башмак одного размера Т1; в — замыкающий вкладыш одного размера Т5 (план)
Деталь Размеры в мм Вес в кг
т п h
Т1 700
Т2 650 2 150 4 000 825
ТЗ 600 1 900 3 600 650
Т4 600 1J00 3 200 575
Т5 — — — 125
Замкнутый контур треугольных деталей обеспечивает погашение распоров в самом треугольнике, вследствие чего деталь, расположенная вертикально, вызывает
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
419
только вертикальные реакции. Уширение опоры книзу, придающее башне необходимую устойчивость и архитектурное оформление, достигается при постоянных размерах деталей за счет раздвижки смежных углов элементов в узлах. Поверху опора замыкается стандартными железобетонными вкладышами.
В данной оболочке наклонные стержни располагаются не по прямым линиям, а по направлению двух взаим-
Рис. XVIII. 18. Блок днища стального резервуара
1 — допуск для сварки при монтаже; 2 — сварка по контуру; 3 — кронштейны кольцевой площадки резервуара укрепляют монтажными болтами и перед подачей блока на монтаж приваривают к косынкам
но пересекающихся ломаных винтовых линий. Такое расположение стержней сетки позволяет стандартизовать детали, благодаря чему при минимальном числе типоразмеров достигается их унификация для опор башен различных высот и диаметров. Изменение высоты опоры осуществляется за счет изменения числа ярусов, а емкости — да счет изменения числа деталей в плане.
Так, в типовых проектах башен 26 типоразмеров опор, отличающихся по высоте (от 10 до 20 ж) и по емкости (от 80 до 300 At3), комбинируются из трех типоразмеров треугольных деталей, одного замыкающего вкладыша и одной детали фундаментного башмака. Размеры деталей приведены на рис. XVIII.17.
Стальной резервуар состоит из цилиндрической стенки и консольно-конического днища (рис. XVIII.18). Консольная часть днища выполнена в виде усеченного конуса, а пролетная образована из секторных конических оболочек, обращенных выпуклостью к жидкости и расположенных радиально в горизонтальной плоскости. Все детали резервуара одинарного радиуса кривизны, что позволяет готовить их путем вальцовки. Детали днища укрупняются на заводе в монтажные блоки (рис. XVIII.18).
Секторные оболочки сопрягаются по наружному контуру с конической частью днища, а по внутреннему с коническим оголовком центральной трубы. Края оболочек, примыкая друг к другу, образуют ребра, которые по внешнему контуру днища заканчиваются пятами; через последние нагрузка на опору передается в узлах вершин треугольников. В центре опорой служит напор-но-разводящая труба. Узловая передача нагрузки на 27*
опору исключает необходимость в опорном кольце днища.
Центральная напорно-разводящая труба в неотапливаемых башнях по условиям теплоустойчивости выполняется, как правило, большого диаметра, что позволяет использовать ее в качестве центральной опоры без дополнительного усиления.
Рис. XV111.19. Схема монтажа опоры
7—фундаментный башмак;?.2 — треугольные элементы опоры; 3 — замыкающий вкладыш; 4 — от-тнжки
Секторные оболочки днища имеют развитое сечение в виде дуги, что увеличивает их момент сопротивления и обеспечивает работу оболочек как балок в радиальном направлении.
В местах примыкания оболочек друг к другу от давления жидкости возникает распор, равнодействующая которого направлена радиально от центра и противодействует распору от конической части днища. Таким образом, днище указанной конструкции по воздействию на опорный контур резервуара аналогично купольному .(сферическому) днищу, но более просто в изготовления и удобнее в эксплуатации, так как в нем отсутствует непроточный карман (обычно получающийся при сочетании конической консоли со сферическим днищем), что, кроме того, увеличивает объем резервуара. Коничность секторных оболочек создает уклон для стока воды к центру стояка.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
420
Благодаря сужению цилиндрической стенки резервуара к опоре через консольно-коническую часть днища снижается вес самого днища и уменьшаются габариты опоры. Такое конструктивное сопряжение резервуара с опорой придает башне хорошую архитектурную форму.
Крыша в башне висячая стальная шатровая, с фонарем в центре; собирается из сборных щитов и опирается на стенку резервуара. В центре крыши подвеше-
Рис. XVIII. 20. Схема монтажа стального резервуара
а — монтаж обгчаек стенки и сборка фонаря; 1 — стрела крана; 2— место установки домкрата
на площадка обслуживания, с которой спущена лестница к днищу резервуара.
Монтаж башни, учитывая относительно небольшой вес деталей (125—350 кг), выполняется с применением простейших механизмов: лебедки и полноповоротного трубчатого крана, смонтированного на центральной трубе.
Фундаментные башмаки рекомендуется устанавливать при помощи автомобильного крана, который может быть использован для внутрипостроечных перевозок.
На рис. XVIII.19 показана схема монтажа опоры путем наращивания ярусов снизу вверх в такой последовательности: 1) при помощи мачты и лебедки устанавливают центральную трубу с укрепленным на ней краном; 2) устанавливают фундаментные башмаки, по которым монтируют детали первого яруса опоры; для устойчивости детали прикрепляют к центральной трубе при помощи инвентарных радиальных балок и монтажного хомута; 3) по радиальным балкам укладывают деревянные инвентарные щиты, образующие монтажную площадку; 4) вершины деталей смонтированного яруса раскрепляют монтажным кольцом из уголка 50X50 мм, которое одновременно служит перилами монтажной площадки; 5) после установки и раскрепления всех элементов яруса сваривают выпуски стержней арматуры в опорных узлах между собой и к закладным деталям затем бетонируют стыковые зазоры между смежными углами треугольных деталей (см. рис. XVIII. 16); 6) аналогично монтируют следующие ярусы опоры и замыкающую железобетонную обвязку.
Радиальные балки, щиты, площадки и монтажные кольца последовательно переносятся с нижних ярусов
Таблица XVH1.3
Основные показатели типовых проектов башен
Емкость резервуара в м3 Высота башни в м Диаметр резервуара в м Расход Вес сборных эле-ментов башни в т Примечание
бетона в м3 I арматуры в т\ стальных конструкций в т
80 1 10 15.5 | 10 1 1.66 10.24 | 40 Все детали башни, включая центральную трубу, колодец, лестницы, площадки, щиты, крыши и другие элементы заводского изготовления, размещаются на двух-четырех железнодорожных платформах
120 10 12 14 16 20 6,15 11 12,1 13,5 14,7 17,2 1,91 2,25 2,41 2,79 3,29 11,30 11,84 12,18 12,73 13,53 44 47 51 54 60
160 10 12 14 16 20 6,15 И 12,1 13,5 14,7 17,2 1,91 2,25 2,41 2,79 3,29 12,52 13 13,3 13,89 14,69 45 48 52 55 61
200 10 12 14 16 20 7,35 13,9 15,3 17,1 18,8 21,9 2,46 2,89 3,1 3,59 4,23 13,56 14 14,34 14,9 15,71 53 56 61 65 75
250 10 12 14 16 20 7,35 13,9 15,3 17,1 18,8 21,9 2,46 2,89 3,11 3,59 4,23 14,9 15 15,7 16 17 56 59 64 68 76
300 10 12 14 16 20 8,4 15,3 16,8 18,8 20,4 24 2,71 3,18 3,42 3,96 4,67 16,28 16,76 17,09 18,24 18,47 60 64 69 74 83
на верхние, что уменьшает количество инвентарных приспособлений.
На рис. XVIII.20 показана схема монтажа стального резервуара, которая осуществляется в следующей последовательности: 1) при помощи крана на центральной трубе поднимают и устанавливают на опору блоки днища, к которым предварительно приваривают кронштейны кольцевой площадки; 2) блоки днища сваривают между собой и на кронштейнах монтируют кольцевую площадку; устанавливают кондукторные стойки для сборки цилиндрической стенки; 3) монтируют и сваривают верхнюю обечайку стенки, на которой собирают крышу с перилами; 4) при помощи трех реечных 3-тонных домкратов, используя кондукторные стойки как направляющие, верхнюю часть стенки с крышей поднимают на высоту одной обечайки; 5) в образовавшееся пространство вводят листовые детали стенки, которые сваривают между собой и с кромкой верхней части; 6) аналогично монтируют всю стенку резервуара, подращивая ее снизу.
Монтаж и сварку всех деталей стенки, а также сборку крыши производят с кольцевой площадки в нижнем положении, без устройства лесов.
В табл. XVIП.З приводятся основные показатели типовых проектов башен.
3. Водонапорная башня со сквозной опорой из сборных железобетонных плит и монолитных стоек, с железобетонным резервуаром емкостью 360 м3
Данный тип водонапорной башни применен в строительстве Румынской Народной Республики.
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
421
Основные параметры башни:
высота от земли до дна резервуара......... Н = 19,6 м
высота от земли до карниза шатра.......... Н = 32,2 •
высота резервуара............................. Н = 10,4 .
наружный диаметр резервуара................... DH =7 .
внутренний диаметр оболочки ................. (7В = 7*25»
Рис. XVIII.21. Общий вид железобетонной водонапорной башни с резервуаром емкостью 300 ж3
/ и 2 — плиты соответственно П-1 и П-2'(см. рис. XVTH. 22 и XVIII. 24 ); 3 — сопряжение плит П-1 (см. рис. XVIII. 23)
нимаемых 1:1, 1 : 1,33. Благодаря вытянутой форме цилиндра уменьшается диаметр опоры, упрощается опирание кровли и промежуточных площадок, и имеется возможность более эффективно использовать пред-
Рис. XVIII.22. Ребристая плита П-1 оперы башни
варительное напряжение стенок резервуара высокопрочной арматурой с пределом прочности 12 000 кг/см2. Стенки резервуара при высоте 10,4 м имеют толщину внизу 180 мм и вверху 120 мм. Днище резервуара вы-
Общий вид конструкции башни представлен на рис. XVIII.2I.
Фундаменты специального решения не имеют, могут быть выполнены из бетонных блоков.
Опора состоит из сборных ребристых плит П-1 (рис. XVIII.22) с конфигурацией ребер, позволяющей в дальнейшем бетонировать стойки опоры без опалубки (рис. XVII 1.23). Через каждые 7—8 шт. плит П-1 по высоте укладывают кольцо из плит П-2 коробчатого сечения (рис. XVIII.24), предназначаемое для бетонирования кольцевой обвязки (рис. XVII 1.25). Под резервуар на высоте 18 м устраивается усиленная кольцевая балка. В табл. XVIII.4 приведены характеристики сборных плит П-1 и П-2.
Шатер башни имеет такую же конструкцию, что и опора, и является ее продолжением. Покрытие шатра состоит из сборных плит, опирающихся на стены шатра и на обвязку со стойками, которые в свою очередь опираются на резервуар.
Резервуар (рис. XVIII.26) емкостью 300 м* выполнен в монолитном железобетоне и имеет некоторые конструктивные особенности по сравнению с существующими у нас. Форма резервуара вытянутая, с отношением диаметра к высоте 0,67 вместо обычно при-
Рис. XVIII.23. Деталь узла сопряжения плит П-1
7 — плиты П-1; 2 — стойка опоры башни (монолитный бетон) бетонируетсяпосле установки плит
Таблица XVIII 4
Характеристика сборных плит П-1 и П-2
Тип ПЛИТЫ Марка бетона Расход Вес элемента в кг
бетона В Л4а стали в кг
П-1 200 0,182 14 470
П-2 200 0,158 11,5 397
полнено в виде купола с опорным кольцом. Стенка резервуара отделена от днища швом и может свободно перемещаться; водонепроницаемость достигается уплот
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
422
няющей упругой набивкой. Разработан вариант бетонирования резервуара на земле, с последующим подъемом его на требуемую высоту при помощи блоков и 16 лебедок. Резервуар устанавливается на 16 стальных кронштейнах.
Рис. XVIII.24. Плита коробчатого сечения П-2 опоры башни
/—деревянная рама для транспэртирования плит (по 2 шт. на плиту)
В рассмотренной конструкции водонапорной башни приведенная толщина опоры несколько больше (250 мм), чем у башен с опорой из монолитного железобетона (150 мм), но при тщательной ее проработке толщина опоры может быть значительно уменьшена.
Рис. XVIII.25. Деталь узла сопряжения плит П-2
1 — плиты П-2; 2 — стойка опоры башни (монолитный бетон) бетонируется после установки плит
Основные преимущества данной конструкции таковы:
1) башня выполняется из небольшого числа типоразмеров сборных элементов — на опору и шатер требуется 2 типоразмера, на промежуточные площадки и кровлю 4 типоразмера; сборные плиты опор можно лег
ко унифицировать и использовать для любой опоры башни такой же конструкции с наружным диаметром, кратным 0,5 м;
2) благодаря вытянутой форме резервуара значительно уменьшается диаметр опоры;
3) небольшой вес сборных элементов позволяет производить монтаж средствами малой механизации.
Эта конструкция является сборно-монолитной и обладает недостатками, которые присущи таким конструкциям (наличие мокрых процессов, укладка арматуры и т. п.).
4. Водонапорные башни со сборными железобетонными стоечными опорами и со стальными резервуарами емкостью 25 и 50 м3
Институтом Гипросельхоз разработаны проекты водонапорных башен с опорами из сборного железобетона, утвержденные Министерством сельского хозяйства СССР в качестве типовых. Такие башни предназначаются для животноводческих ферм и населенных пунктов.
В проектах предусмотрены резервуары емкостью 25 и 50 лс3. Каждая башня имеет высоту ст уровня земли до низа резервуара 16 и 12 м.
Общий вид конструкции башни приведен на рис. XVIII.27.
Все размеры и веса сборных железобетонных элементов башни приведены в табл. XVIII.5.
Фундаменты запроектированы сборными железобетонными.
Опора башки — сквозной конструкции из трех стоек, раскрепленных между собой ригелями через каждые 4 м по высоте. Каждая стойка членится на отдельные сборные элементы, соединяемые сваркой накладок со стальными закладными деталями (рис. XVIII.28). Вес сборных элементов не превышает 0,5 т для башни с резервуаром емкостью 25 м3 и 0,8 т для башни с резервуаром емкостью 50 м3. Армирование элементов производится сварными каокасами и сетками. Рабочая арматура принята из стали марки Ст. 5, конструктивная арматура — из ста.?и марки Ст. 3, бетон марки 200.
Резервуар стальной цилиндрический с плоским днищем, заводского изготовления из листовой стали толщиной 4 мм. Резервуар устанавливается на деревянном помосте, который одновременно служит утеплением днища. Утепление боковых стенок устраивается из деревянных щитов с воздушными прослойками. Конструкция кровли — коническое покрытие из деревопли-ты. Распор кровли воспринимается стальным кольцом из уголка, которое в свою очередь опирается на верхнее кольцо резервуара. Утепление стенок резервуара устраивается в каждом отдельном случае согласно теплотехническому расчету.
На каждую башню требуется 5 типоразмеров сборных железобетонных элементов (на две башни—10 типоразмеров).
Благодаря простой форме этих элементов и сравнительно небольшому весу их, они могут быть изготовлены в любых производственных условиях.
Монтаж башен можно производить средствами малой механизации. Места стыкования стоек и ригелей смещены по высоте так, что имеется возможность использовать уложенные ригели для устройства монтажных площадок. С этих площадок возможна установка последующих элементов опоры.
Общий расход стали на водонапорную башню с резервуаром емкостью 25 м3 составляет 3,5 т, с резервуаром емкостью 50 м3 — 4,9 т.
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
423
Рис. XVIII.26. Железобетонный монолитный резервуар ^ис- XVIII.27. Водонапор-
ная башня высотой 16 м с резервуаром емкостью 25 ж8 (лестница не показана)
424
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Таблица XVII 1.5
№ п/п Наименование элемента Эскиз элемента Марка бетона Вес элемента в т Типоразмеры Марка элемента Геометрические размеры сборных эле-’ ментов башен в мм при емкости резервуара В JK8
25 50
а b 1 с ° 1 1 ь I с
1 2 3 4 5 6 Верхний ригель Промежуточный ригель То же 200 0,837 0,392 0,392 0,425 0,250 0,250 I 11 11 III IV IV Р-1 Р-2 Р-3 Р-4 Р-5 Р-6 180 140 140 350 300 300 2 800 2 460 2 460 200 150 150 500 350 350 3480 3 050 3050
г[а|^ 1 1
с - —
7 8 Верхняя стойка I ♦ 1 200 0,642 0,438 V VI К-1 К-4 200 200 415 250 250 3880
оТТЯ tEL □
с d
9 10 11 12 Промежуточная стойка То же V • 4 200 0,625 0,625 0,400 0,400 VII VII VIII VIII К-2 к-з К-5 К-6 200 200 200 200 4 000 4 000 250 250 250 250 4000 4000
—— с——
13 Фундамент-башмак J'l' 200 1,980 2,640 IX X Ф-1 Ф-2 1 600 1 600 600 1900 1900 60
1-* 1
—ДдД- —
Рис. XVIII.28. Детали сопряжения элементов опор
а — соединение промежуточного ригеля с колонной; б —соединение верхнего ригеля с опорой (на разрезе по 5—5 показано крепление дощатого настила); в — соединение колонн между собой; / — железобетонная колонна; 2 — железобетонный ригель промежуточный; 3 — стальная накладка из полосы; 4 —сварные швы; 5 — стальной уголок; 6 — железобетонный ригель верхний; 7 —стальная накладка; 8— накладки из гладких (арматурных) стержней; 9 — стальная закладная деталь; 70 — деревянная балка; 11 — сплошной дощатый настил
§ 3. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ НЕФТЕЛОВУШКИ
425
труба; 5 — вход; 6 — выход; 7 — секции нефтеловушки; 8 — приямок
h § 3. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ НЕФТЕЛОВУШКИ
Нефтеловушки представляют собой горизонтальный (Огстойник, разделенный продольными стенами -на секции (рис. XVIII.29). Они предназначаются для улавливания нефтепродуктов из сточных вод на нефтеперерабатывающих заводах, нефтепромыслах и нефтебазах.
Таблица XV
Типоразмеры нефтеловушек
Назначение нефтеловушек Средняя производительность Число секций | Размеры секции в м Полезный объем в м3 Строительная длина в лс Строительная высота в м
иаз/r я 1 3Vh/eW В ширина | длина высота |
Нефтебазы 3—5 10,8-18 1 2 9 1,2 40 12 2,2 и 3
6-10 21,6—36 2 2 9 1.2 100 12 2,2 и 3
Нефтепро- 15 54 2 3 15 1,2 104 18 2,2
30 108 2 3 21 1,6 194 24 2,6
мыслы 45 162 2 3 27 2 310 30 3
Нефтеперера- ПО 390 2 6 33,25 2 780 36 ! з
батывающие 165 585 3 6 33,25 2 1 170 36 ‘ 3
заводы 220 780 4 6 33,25 2 1560 36 1 3
В табл. XVIIL6 приведены унифицированные размеры нефтеловушек, разработанные институтом Гипро-спецпромстрой.
Нефтеловушка состоит из днища, стенок из сборных элементов, распорных балок и покрытия.
Железобетонное днище рекомендуется выполнять монолитным из бетона марки 200; армирование предусмотрено сварными сетками из горячекатаной стали периодического профиля, марок Ст. 5 и 25Г2С
Конструкция днища допускает возможность поднора грунтовых вод на величину не более 0,5 м от низа железобетонной плиты. В случаях, когда подпор грунтовых вод превышает 0,5 м, необходимо предусмотреть дренаж.
Рис. XVIII.30. Деталь температурного шва железобетонного днища нефтеловушки
1 — подготовка из бетона марки 75; 2 — днище нефтеловушки; 3 — компенсатор из стального листа; 4 — забивка асбестовой прядью, пропитанной битумом марки 111; 5 — зачеканка асбобитумом; 6 — цементный пол; 7 — заделка цементным раствором
В целях снижения температурных усилий по длине в нефтеловушках заводского типа, длиной более 30 м предусматривается температурный шов с металлическим компенсатором (рис. XVIII.30).
Стены нефтеловушки, как внутренние, так и наружные, запроектированы из сборных железобетонных панелей. Разбивка панелей в плане приведена на рис. XVIII.31.
Стеновые панели разработаны плоскими, а для нефтеловушек с шириной секций 3 и 6 .и с некоторым уширением в верхней части, образующим обвязочную балку (рис. XVIII.32,a). Для условий заводского изготовления в проектах разработана также плоская панель (без уширения), в этом случае обвязочная балка из-
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
426
Рис. XVIII.31. План разбивки стеновых панелей
— стеновые панели; 2— стыки стеновых панелей; 3 — плиты привода скребкового механизма; 4 — участки стен, выполняемые из монолитного железобетона; 5 — те левая стенка; 6 —выходная затопленная стенка; 7 —распорные балки (прогоны)
Рис. XVIII.32. Стеновая панель
а — с уширением в верхней части, образующим обвязочную балку; б — без з ширения, со сборной обвязочной балкой
Рис. XVHI.33. Деталь сопряжения стеновых панелей с днищем 1 — подготовка из бетона марки 75; 2 — днище нефтеловушки; 3 — ребра днища; 4—стеновая панель; 5—зачеканка асбестоцементом
§; 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛОДЦЫ
427
готовляется отдельно и соединяется с панелями при монтаже конструкций (рис. XVIII.32,б).
Панели изготовляются из бетона марки 200, арматура из стали марки 25Г2С. Вес панелей не превышает 3 т.
Стеновые панели устанавливают в паз железобетонного днища (рис. XVIII.33), который после выверки за-чеканивают асбестоцементной массой с обеих сторон, в результате чего стык получается водонепроницаемым.
Стык панелей между собой осуществляется по типу стыка Передерия (рис. XVIП.34) с последующим за-моноличиванием бетоном марки 200.
Стык рабочих стержней обвязочной балки выполняется с помощью сварки «внахлестку» (рис. XVII 1.35).
Стеновые панели поверху связываются распорными балками, что создает более устойчивую и экономичную конструкцию. Для распорных балок приняты типовые прогоны, разработанные Гипротисом (ТД, выпуск 1, лист. 75, 1952 г.).
П о к р ы т и е. Нефтеловушки, как правило, применяются открытого типа. В районах с неблагоприятными климатическими условиями (снег, песок) устраивается покрытие из крупнопанельных железобетонных плит марки ПКЖ-5 по ГОСТ 7740-55 с опиранием на обвязочные балки стен. Крупнопанельные плиты устанавливаются с промежутками, заполняемыми съемными плитами малого габарита (плиты Р16-Б по ГОСТ 514-48) или асбестоцементными волнистыми листами усиленного профиля.
Производство работ. Основание под нефтеловушку из бетона слоем толщиной 0,1 м выполняется после тщательной планировки дна котлована. Уплотнение бетонной смеси производят с помощью поверхностного вибратора. По достижении бетоном необходимой прочности поверхность покрывают битумом в два слоя. Затем производится армирование и бетонирование днища. Арматурные сетки днища можно укладывать краном Э-505; бетонирование дни!ца производят в обычном порядке с соблюдением требований технических условий на производство работ.
После достижения бетоном днища заданной прочности монтируют сборные железобетонные элементы.
Для монтажных работ можег применяться кран Э-505 и автокран К-32.
Последовательность монтажа принята следующая (рис. XVIII.36): с помощью крана, передвигающегося по днищу параллельно контуру нефтеловушки, устанавливают наружные стеновые панели, далее при перемещении к выезду из котлована кран устанавливает панели внутренних стен, прогоны и панели перекрытия.
Одновременно с установкой панелей сваривают стыки закладных деталей и стыки арматуры с последующим замоноличиванием.
Засыпка грунтом пазух между стенами сооружения и откосами котлована производится после испытания нефтеловушки на водонепроницаемость.
Ниже приводятся показатели расхода железобетона и стали на четырехсекционную нефтеловушку:
На все сооружение железобетона............................... 246 м3
в том числе сборного........................ 95 ,
стали......................................19,6 кг
На 1 м3 строительного объема железобетона.......................... 0,095 л<3
в том числе сборного.................. 0,0366 ,
стали................................. 7,6 кг
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛОДЦЫ
1. Общие данные
С 1 января 1957 г, Госстроем СССР введен в действие ГОСТ 8020-56 «Детали железобетонные для сборных круглых колодцев водопроводных и канализационных сетей». Этим стандартом устанавливается форма и размеры деталей, технические условия на колодцы, а также требования по приемке, методы испытания, маркировка, паспортизация, транспортирование и хранение деталей.
Форма и размеры деталей, а также допуски и основные показатели приведены в табл. XVIII.7.
Прочность бетона в день отгрузки деталей потребителю должна быть для плит не ниже 200 кг/см2 и для колец, конусов и камней не ниже 150 кг/см2.
Водонепроницаемость бетона для деталей колодцев, возводимых в водонасыщенных грунтах, должна иметь величину не менее В-4 (по ГОСТ 4795-53 «Бетон гидротехнический. Общие требования»). Бетон должен быть также стойким в агрессивной воде — среде, согласно указаниям «Норм и технических условий проектирования естественных оснований зданий и промышленных сооружений» (НиТУ 127-55).
Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры в деталях должна быть не менее 15 мм.
Железобетонные кольца армируются сварными сетками для восприятия усилий, возникающих при их транспортировании. Конусы армируются двумя кольцевыми стержнями, расположенными у верхнего и нижнего оснований конуса. Железобетонные плиты для покрытий рассчитаны на автомобильную нагрузку Н-13, согласно «Нормам подвижных вертикальных нагрузок для расчета искусственных сооружений на автомобильных дорогах» (Н 106-53), и армируются сварной двойной сеткой. Плиты для оснований (днища) армируются двойной сварной сеткой.
Внутри кольца и конуса должны быть заделаны ходовые скобы с выпуском за поверхность стенки кольца или конуса на 120 мм.
Для армирования железобетонных элементов рекомендуется в основном холоднотянутая низкоуглеродистая проволока по ГОСТ 6727-53 и горячекатаная низколегированная сталь периодического профиля марки 25Г2С по ГОСТ 7314-55. Нижняя часть колодцев в местах пропуска водопроводных и канализационных труб не стандартизована и выполняется в соответствии с проектом.
В настоящее время существуют различные типовые решения колодцев из сборного железобетона, применяемые в строительстве.
2. Колодцы Гипроспецпромстроя
Институт • Гипроспецпромстрой разработал типовые круглые и прямоугольные колодцы из сборных железобетонных элементов на водоводах, сетях водоснабжения и нефтепроводах.
Проекты колодцев диаметром от 1 до 2,5 м разработаны с учетом ГОСТ 8020-56 с плоским покрытием (рис. XVIII.37,a) и как вариант диаметром от 1 до 1,5 м, с конусным покрытием (рис. XVIII.37,6).
Колодцы запроектированы как для сухих, так и для влажных и насыщенных водой грунтов.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
428
Рис. XVIII.34. Деталь сопряжения стеновых панелей между собой
Рис. XV1II.35. Стык обвязочной балки стеновых панелей
1 — сварка
Рис. XVIII.36. Схема монтажа стеновых панелей нефтеловушки
7 — автокран
§ 4. железобетонные колодцы
—-------- 429
Таблица XVIII.7
Форма и размеры железобетонных деталей для сборных круглых колодцев по ГОСТ 8020-56
№ п/п Наименование деталей Форма деталей Условное обозначение деталей Размеры деталей и допускаемые отклонения от размеров в мм Расход бетона в лс3 Расход арматуры в кг Вес детали в кг
внутренний диаметр °в наружный диаметр высота h толщина стенки с
1 Камни. регулировочные cj I * 1 ^Z>z КР 660 ±5 840 ±8 69±4 90±5 0,0024 — 6
2 Кольца опорные а _+\700 ь»- КО 580 ±5 840 ±8 69±4 — 0,02 0,6 50
3 Плиты для покрытий П-10 П-12,5 П-15 — 1 160±9 1 430 ±10 1 700±11 144±5 — 0,10 0,18 0,27 17,9 23,2 33,1 250 450 675
4 Конус т-? т 700\— ъ -л-1 КН-10 КН-12,5 КН-15 1 000 ±9 1 250 ±10 1 500±11 — 5э4±5 894±9 1 194 ±12 80±5 30±6 100±7 0,15 0,29 0,49 3,1 5,5 6,8 375 725 1 225
5 Кольца • К-7-3 К-7-6 К-7-9 700 ±8 — 294 ±5 594 ±5 894 ±9 70 ±4 0,05 0,10 0,15 1,7 3,5 5,4 125 250 375
НИ 1 . К 10-6 К-10-9 1 000 ±9 — 594 ±5 894 ±9 80±5 0,16 0,24 4,3 6,5 400 600
'с С гг с
К-12,5-6 К-12,5-9 1 250 ±10 — 594 ±5 894 ±9 90±6 0,23 0,34 5,8 8,8 575 850
кд,-
К-15-6 К-15-9 1 500±11 — 594 ±5 894 ±9 100 ±7 0,30 0,45 7,3 11,4 750 1 125
6 Плиты для оснований (днище) 4^ Д-7 Д-7—(10) Д-10 (12,5) Д-12,5 (15) Д-15 — 900 ±9 1 200 ±9 1 500±10 1 750±11 2 000±12 80 ±5 80±5 100±5 100±5 120±5 — 0,05 0,09 0,18 0.24 0,38 3,9 9.3 12,7 18,5 24,2 125 225 450 600 950
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
430
Рис. XVIII.37. Круглые колодцы Гипроспецпромстрой
а —с плоским покрытием; б — с конусным покрытием; 7 — рабочая камера; 2 — плита днища; 3 — плита покрытия; 4 — горловина; 5 — конус; 6 — скобы
Конструкция днища колодцев приведена на рис. XVII 1.38. Низ рабочей камеры разработан в трех вариантах в зависимости от расположения и диаметров труб, выходящих из нее. Первый и второй варианты из
Рис. XVIII.38. Типы днищ колодцев а — в сухих грунтах; б — во влажных и насыщенных водой грунтах; 7 — бетон марки 50 (толщина слоя 100 мм); Г —то же, толщина слоя 80 мм; 2 — щебень, тщательно втрамбо-ванный'в грунт (толщина слоябОлле); 3 — заделка просмоленным канатом или просмоленной паклей (/ = 40 мм); 3’ — то же, / = 80 мм; 4 — заделка асбестоцементом; 5 — заделка проема бетоном; 6 — труба; 7 — отверстие под заделку; 8 — проем; 9 — железобетонная плита; 10 — два слоя горячего битума или цементная стяжка (толщина слоя 30 мм) с добавкой алюмината натрия
сборного железобетона (рис. XVIII.39,a и б), третий — из кирпича (на рисунке не показан).
У колодца диаметром 2,5 м нижняя часть решается из отдельных панелей высотой 0,9 и 1,5 м (рис. XVIII.39,в и г). Панели по высоте имеют выпуски
арматуры для стыкования и последующего замоноли-чивания бетоном. Заделка труб решается в зависимости от грунтовых условий (рис. XVIII.38,a и б).
Колодцы перекрываются плоской плитой или конусом. Плоские плиты к колодцам диаметром 1,5; 2 и 2,5 м разработаны с отверстием для лаза у края и в центре.
Горловина для всех размеров колодцев запроектирована из однотипных сборных железобетонных элементов. В состав ее входят кольца высотой 0,9; 0,6 и 0,3 м, опорное кольцо, на которое устанавливается вторая крышка, и регулировочные камни высотой 69 мм.
Бетон для типовых железобетонных деталей принят марки 200. Для армирования железобетонных элементов в основном предусмотрена холоднотянутая низкоуглеродистая проволока по ГОСТ 6727-53 и горячекатаная низколегированная сталь периодического профиля марки 25Г2С по ГОСТ 7314-55.
Вес железобетонных элементов не превышает 3 г, поэтому монтаж может производиться автокраном или краном Э-505.
Институт Гипроспецпромстрой наряду с круглыми разработал также прямоугольные колодцы из горизонтальных панелей облегченного типа (рис. XVIII.40). Размеры прямоугольных колодцев приведены в табл. XVIII.8
Таблица XVIII.8
Размеры прямоугольных колодцев
Размеры в плане ах б в мм (рис. XVIII. 40) Высота рабочей камеры в мм
2 000 X 2 000 3 000 X 2 000 3 000 X 3 000 От 1 800 до 4 200 „ 1 800 „ 6 000 . 1 800 . 6 000
4 000 х 2 000 4 000 X 3 000 4 000 X 4 000 От 1 800 до 4 200 „ 1 800 „ 6 000 „ 1 800 .6 000
5 000 X 3 000 5 000 X 4 000 5 000 X 5 000 От 2 400 до 6 000 „ 2 400 „ 6 000 . 3 000 „ 6 000
В 1955 г. рабочие чертежи разработаны для колодцев первых трех размеров в плане 2 000X2 000, 3 000X2 000 и 3 000 X 3 000 мм. Колодцы этой конструкции в настоя-
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛОДЦЫ
431
Рис. XVIII.39. Примеры решений низа колодцев
а — колодец диаметром 1,25 м с двумя отверстиями; б — то .же, с четырьмя отверстиями; в — диаметром 2,5 л из отдельных панелей; г — железобетонная панель низа колодца диаметром 2,5 м; 1 — арматура; 2 — проем; 3 — отверстия для скобы (d=30 мм)] 4 — панель; 5 — стык панелей
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
432
Рис. XVIII.40. Прямоугольные колодцы Гипроспецнефти из горизонтальных панелей
а — конструкция колодца; б — стеновая панель; в — сопряжение стеновых прямоугольных панелей; 1 — пе и для подъема; 2 — стено-вая панель; 3 —скоба
щее время применяются на объектах нефтяной промышленности. В 1957 г. разработаны рабочие чертежи колодцев еще для трех размеров в плане 4 000 X3 000, 4 000x4 000 и 4 000 X 5 000 мм, но уже с пустотными панелями заводского изготовления.
3. Колодцы Водоканал проекта
Типовые проекты колодцев ВКТ-652 разработаны Харьковским отделением ГПИ Водоканалпроект и утверждены Минметаллургхимстроем СССР. Типоразмеры круглых колодцев приняты в соответствии с номенклатурой типоразмеров унифицированных сборных железобетонных изделий и конструкций для промышленного строительства, утвержденной Госстроем СССР; номенклатура эта несколько отличалась от вышедшего позднее ГОСТ 8020-56, а именно кольца диаметром 970 вместо 1 000 мм по ГОСТ и 1 480 вместо 1 500 мм-, кроме того, отсутствуют кольца диаметром 1 250 мм.
Прямоугольные колодцы отличаются от колодцев Гипроспецпромстроя как по типоразмерам, так и по конструктивному решению (рис. XVII 1.41).
Типоразмеры рабочих камер в плане приняты со следующей градацией 1 500X1 500, 1 500X2 000, 1 500Х Х2500, 2 000X2 000, 2 000X2 500 и 2 500X2 500 мм.
Днище и покрытие колодцев состоят из панелей прямоугольной формы. Сопряжение стеновых панелей в углах осуществляется на сварке (рис. XVIII.41,6). Вес элементов колодцев колеблется в пределах от 0,3 до 1,6 т.
Для железобетонных элементов стен колодцев принят бетон марки 200, а для плит покрытия 300. Арматура рекомендуется горячекатаная, гладкая, из стали марки Ст. 3 и стали периодического профиля, марки Ст. 5.
Показатели расхода железобетона и стали у колодцев Водоканалпроекта несколько хуже, чем у колодцев института Гипроспецпромстроя (рис. XVI 11.42).
4. Колодцы Мосподземпроекта
Круглые и прямоугольные колодцы из сборного железобетона разработаны институтом Мосподземпроект в 1955 г., одобрены Мосгорисполкомом и рекомендуются как типовые для Москвы.
Круглые колодцы (рис. XVII 1.43) предназначаются исключительно для канализационных сетей.
Нижняя часть рабочей камеры состоит из отдельных бетонных камней прямоугольной формы. Детали колодца (кольца рабочей камеры, покрытие и элементы горловины) не соответствуют аналогичным элементам по ГОСТ 8020-56.
Прямоугольные колодцы отличаются от описанных выше как по типоразмерам, так и по конструктивному решению (рис. XVI 11.44); размеры рабочих камер колодцев приведены ниже.
Нижняя часть колодца выполняется из однотипных угловых блоков, между которыми образуются проемы для пропуска труб. Поверх угловых блоков укладывают панели стен толщиной 150 мм, сялошного
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛОДЦЫ
433
<3 о 8 Л
<ъ
Qj
СЭ
в
5
Рис. X VIII.41. Прямоугольные колодцы Водоканал проекта’из панелей а — конструкция колодца; б — сопряжение стеновых панелей; 1 — треугольные стальные пластинки, привариваемые при монтаже панелей
3
2
1
*2,5
$/| _/£ 1 \2,5*2,5 -2
2,0*2,0 X Л' /4—о 3,0хЗ,0^ У
2,0*20^ Л1 V
1?5 1,5 "1,5 < ’/,?5 X сУ >-Д=2,5
2 У/ ' 1 1,25
Д-0,.57 хдуо
<\Э *
<Ъ
§
1,0 is гр гр зр
Диаметр колодца или наибольшая сторона камеры в м
) 1 / / / 1/ 3,0x3,07
1 о,/ /х '2Д*2,0 У г
1 1 лх / / /
1,5*1,5' / 'Д=2,5
0° ДД/te S ! / д=г,о
Д=0,97< Д=1,0^ %1,5
О____________________________________
0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0
Диаметр колодца или наибольшая стооона камеры в м
Рис. XVJJJ.42. Показатели
1 — колодцы Гипроспецпромстрой; 2 — колодцы Водоканал проекта; 3 — колодцы Мосподземпроекта
расхода железобетона и стали
28 Зак. 2065
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
434
Таблица XVIII. 9
Размеры рабочих камер колодцев
Размеры в м Размеры в м
ширина длина ширина | длина
1,25 1,25 2 2
1,25 1,5 2 2.5
1,25 2 2 3
1,25 2,5 2 3,5
1,5 1.5 2,5 2,5
1,5 2 2,5 3
1,5 2,5 2 5 3,5
По /-/
Рис. XVII 1.43. Колодец Мосподземпро-екта круглый диаметром 1 м для канализации
1 — обмазка горячим битумом; 2 —гидроизоляция; 3 — сборная железобетонная плита
сечения, с перевязкой в углах. Днище и покрытие собирают из отдельных панелей.
Показатели расхода железобетона приведены на рис. XVI 11.42.
Рис. XVIII.44. Колодец Мосподземпроекта прямоугольный размерами 1,25x1,5 м для водопровода
а — конструкция колодца; б — сопряжение панелей стен колодца; 1 — заделка проема бетоном, или кирпичом; 2 — сборная железобетонная плита
5. Колодцы Гипрокоммунводоканала
Институтом Гипрокоммунводоканал разработаны проекты типовых круглых и прямоугольных колодцев для сетей водоснабжения, а также круглых, прямоугольных и трапециевидных для сетей канализации № ВТ-10 и № КТ-6; перечисленные колодцы утверждены Министерством коммунального хозяйства РСФСР как типовые.
Колодцы Гипрокоммунводоканала отличаются от предыдущих формой, типоразмерами и конструктивным решением.
Водопроводные колодцы разработаны круглыми диаметром от 1 до 2,5 м с градацией через 0,25 м; прямоугольные двух .размеров в плане 2X3 и 2,5X3 м.
Форма и размеры канализационных колодцев приведены в табл. XVIII.10.
§ 5. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛЛЕКТОРЫ
435
Таблица XVIII.10
Форма и размеры в плане канализационных колодцев, разработанных Гипрокоммунводоканалом
Круглые Типораз-меры 1 2 3 4
Диаметр в мм 700 1 000 1 250 1 500
Прямоугольные Типоразмеры 5 6
Размеры в мм 1 050X1 750 1 050 x 2 000
Трапециевидные \ ] Типоразмеры 7 8 9 10 И 12
Размеры в мм а б в 1 400 780 1750 1 400 780 2 050 1 600 780 1 450 1 600 910 1 900 1 900 910 1 850 1 900 1 040 2 450
В колодцах сборный железобетон применен частично. Сборными решены только днища и покрытия. Стены колодцев предусмотрены из кирпича, бута и бетона. Круглые колодцы диаметром от 1 до 1,5 м хотя и разработаны из железобетонных деталей по ГОСТ 8020-56, но нижняя часть их, где проходят трубы, решена только в кирпиче, вследствие чего затрудняется применение механизации при сборке колодцев.
В настоящее время институт Гипроспецпромстрой разрабатывает типовые рабочие чертежи колодцев с вмонтированными узлами.
§ 5. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛЛЕКТОРЫ
Самотечные канализационные коллекторы имеют различную форму поперечного сечения. Наиболее употребительной является круглая форма, наилучшим способом удовлетворяющая условиям статической работы, гидравлической и эксплуатационной и являющаяся наиболее экономичной.
Ниже приводятся данные о сборных коллекторах прямоугольного сечения и коллекторах круглого сечения комбинированной конструкции.
1. Коллекторы прямоугольного сечения
Сборные железобетонные коллекторы прямоугольного течения, разработанные институтом Моспэдзем-проект, предназначены для водостоков и канализации, а также общие (рис. XVIH.45).
В результате проведенного анализа проектирования и строительства в Москве отобраны 45 типоразмеров сечений коллекторов, которые возможно собрать из 18 типов сборных железобетонных элементов (блоков).
Вес отдельных блоков колеблется в пределах от 0,6 до 2,5 т. Замкнутое прямоугольное сечение коллектора образуется из следующих сборных железобетонных элементов (рис. XVIII.46): стеновых блоков Г-образной формы, плоских плит днища и плит (блоков) покрытия.
Плита днища соединяется со стеновыми блоками при помощи выпусков арматуры с последующим бетонированием, поэтому они работают совместно как 28*
монолитная конструкция. В связи с этим расчет коллектора произведен по схеме перевернутой П-образ-ной рамы с шарнирными узлами у верха стенок.
Блок покрытия рассчитан как однопролетная свободнолежащая балка.
Рис. XVIII.45. Канализационный коллектор
1 — стеновые железобетонные блоки Г-образной формы марки ДС-Зк; 2— железобетонная плита днища марки ДО-4; 3 — железобетонная плита покрытия марки ДП-Зк;
4 — выравнивающий слой цементного раствора; 5 —слой гидроизола на битуме; 6 — защитный слой цементного раствора (толщиной 30 мм); 7 — подготовка из бетона марки 100 (толщина слоя 100 мм);
8 — щебеночная подготовка (толщина слоя 100 мм); 9— гидравлические шпонки; 10 — стыки из монолитного железобетона; 11 — тем-перату рно-осадочный шов
Данные для расчета коллектора приняты следующие: глубина заложения верха покрытия от поверхности земли — 2 м; временная нагрузка — по схеме Н-18; объемный вес грунта 7=1,8 т/м3; угол естественного откоса ср =35°; марка бетона сборных блоков 200; арматура из стали марок Ст. 5 и Ст. 3.
Из 45 типоразмеров сечений коллекторов 14 типов — водосточные, 1 тип — канализационный, остальные — общие.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
436
По 5-5
9Ф10
Рис. XVIII.46. Сборные железобетонные элементы для канализационного коллектора
а — плита (блок) покрытия (марка ДП-Зк); б — стеновой блок (марка ДС-Зк); в — плита (блок) днища (марка ДО-4); 1 — выпуски арматуры
§ 5. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛЛЕКТОРЫ
437
Таблица XVIII. 11
Таблица XVIII.12
Размеры и гидравлические характеристики коллекторов
Назначение коллекторов Тип коллектора Сечение в мм Площадь поперечного сечения в м2 Модуль скорости Модуль расхода в м?1сек
Н Б
1 1800 1300 2,3 39,7 91,4
2 1800 1700 3,06 44,3 136
О) 3 1800 1£00 3,42 46 157
3 4 2100 1300 2,73 42 115
S 5 2100 1700 3,57 46,5 166
т 6 2100 1900 4 48.5 194
о 7 2100 2300 4,83 51,7 250
н 8 2400 1700 4,08 48,8 200
Q 9 2400 1900 4,56 50,3 230
10 2400 2300 5,52 49,6 273
о 11 2400 2500 6 55,4 332
09 12 3000 1900 5,7 53,6 306
13 3000 2300 6,9 57,8 399
14 3000 2500 7,5 59,8 448
Канализационные 1 1850 1800 3,33 — -
Блоки водосточных коллекторов
Марка блока Размеры блоков-^ в мм Об ьем бетона на 1 блок в мл Расход арматуры на 1 блок в кг Вес 1 блока в т
высота ширина
П е р\е крытая
ДП-1У 200 1 300 0,32 42
ДП-ЗУ 200 1 700 0,39 • 63.9 1,03
ДП-4У 240 1 900 0,45 72,8 1,17
ДП-6У 240 2 300 0,55 98,4 1,43
ДП-7У 260 2 500 0,62 114,7 1,62
Стеновые
ДС-Зв 1 800 1 800 0,63 76,3 1,64
ДС-4в 2] 100 1 800 0,72 94,4 1,87
ДС-5в 2,400 1 800 0,78 107,5 2,03
ДС-7в 3 000 1 800 0,97 140,4 2,5
Днище
ДО-ЗУ 140 500 0,13 7,7 0,34
ДО-4У 140 700 0,18 12,1 0,47
ДО-6У 140 1 100 0,28 29,3 0,73
ДО-7У 140 1 300 0,33 40,3 0,86
Таблица XVIII.13
а)
Блоки канализационных коллекторов
Марка блока Размеры блоков в мм Объем вето.<а на 1 блок в м* Расход арматуры на 1 блок в кг Вес 1 блока в т
высота шири" на
ДП-ЗК 160 1 800 0,48 50,1 1,25
ДС-35 1 800 1 800 0,61 62,1 1,59
6 5 4
В табл. XVIИ. 11 приведены геометрические размеры и гидравлические характеристики коллекторов.
На рис. XVIII.45 показан общий вид коллектора с гидроизоляцией, которая устраивается вне зависимости от наличия грунтовых вод.
В качестве примеров на рис. XVIII.46 приводится армирование железобетонных блоков стен, покрытия и днища, а на рис. XVIII.47 — детали температурно-осадочных швов, которые устраиваются в коллекторах через каждые 36 м.
В табл. XVIII. 12 и XVIII. 13 даны показатели расхода бетона и арматуры для блоков водосточных и канализационных коллекторов.
Рис. XVIII.47. Детали температурно-осадочного шва
а — в покрытии; б — в стене; в— в днище; 1 — защитный слой цементного раствора (толщина слоя 30 мм)\ 2 — один слой гидроизола, уложенного насухо; 3 — три слоя гидроизола на битуме; 4 — выравнивающий слой цементного раствора; 5 — железобетонная плита покрытия; 6 — жгут из просмоленного каната; 7 — битумно-минеральная мастика; 8 — железобетонный стеновой блок;
9— пакля, пропитанная холодной битумной мастикой; 10 — железобетонная плита днища; 11 — бетонная подготовка (толщина слоя 100 мм)\ 12'— щебеночная подготовка (толщина слоя 100 мм)
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
438
2. Коллекторы круглого сечения, комбинированной конструкции
Конструкция сборных коллекторов разработана институтом Гипрокоммунводоканал1 и применена в проектах канализаций ряда крупных городов Советского Союза.
Рис. XVIII.48. Коллектор ^круглого сечения комбинированной конструкции
а — двухшарнирный кругового очертания; б — трехшарнирный кругового очертания1 в —трехшарнирный параболического очертания; / — шарнир
Сборные коллекторы состоят из двух основных элементов:
свода, выполняемого из сборных железобетонных блоков, которые могут быть двух видов — цельными по ширине пролета (образуют двухшарнирный свод) и состоящими из двух частей по ширине продета (образуют трехшарнирный свод);
нижней половины коллектора — стула, выполняемого из железобетона. Стул может быть как сборным, так и монолитным, в зависимости от принятого способа производства работ. Коллекторы могут иметь различное очертание внутренней поверхности, на
1 Конструкции коллекторов предложены и разработаны инж. Л. А. Четверниным.
пример, круг, парабола, эллипс и др. или комбинации из этих кривых и других форм, например, верхняя половина парабола, а нижняя — полуокружность, либо верхняя — полуокружность, а нижняя прямоугольник и т. д.
Длину блоков рекомендуется принимать: для свода от 2 до 4 jh, для стула от 1 до 2 м, в зависимости от диаметра коллектора, наличия подъемных механизмов и 'возможности изготовления конструкций на полигоне или на заводе железобетонных изделий.
Сборные коллекторы рекомендуется принимать диаметрами от 700 мм и более, причем двухшарнирные своды — круговыми, а трехшарнирные — круговыми или параболическими. Трехшарнирные своды рекомендуется применять только при больших диаметрах (D>2,5 м).
В зависимости от конструкции стула коллектора и от системы свода (двухшарнирный или трехшарнирный) получаем следующие типы сборных коллекторов: тип I -—(рис. XVIII.48,a); свод двухшарнирный; стул сборный или монолитный;
тип II — (рис. XVIII.48,6); свод круговой трехшарнирный; стул сборный или монолитный;
тип III—(рис. XVIII.48,e); свод параболический трехшарнирный; стул сборный или монолитный.
3. Конструкции элементов коллекторов
Своды коллекторов выполняются из бетона марки 300, с двойной арматурой. В двухшарнирном своде нижняя арматура ставится по расчету на момент в ключе и верхняя — по расчету на боковые отрицательные моменты; в трехшарнирном своде верхняя арматура ставится по расчету на основные моменты и нижняя — по конструктивным соображениям или и© расчету при односторонней нагрузке.
По длине коллектора свод состоит из ряда блоков, соединенных между собой одним из видов стыков, приведенных на рис. XVI 11.49. Своды устанавливаются в пазы стула на слой густого цементного раствора состава 1 : 2; с наружной стороны опор свода делают скосы из того же раствора.
Блоки свода рекомендуется изготовлять в стальных формах, предназначенных для круглых труб. Из каждой формы при этом выходят по два блока. Стыки сводов ло длине коллектора должны обязательно приходиться по середине блока стула, что должно быть заранее учтено при определении соотношения длин блоков свода и стула.
Сборные блоки стула выполняются из бетона марки 150 и их рекомендуется бетонировать попарно в
Рис. XVIIL49. Детали возможных стыков свода по длине коллектора
1 — железобетонный свод; 2 — цементный раствор состава 1:2 или асфальт; 3 — цементный раствор состава 1:2; 4 — зазор, заливаемый горячим битумом; 5 — бетон марки 200; 6 — асфальт или битум
§ 5. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОЛЛЕКТОРЫ
439
вертикальном положении. Укладка блоков стула должна производиться на бетонную подготовку, имеющую соответствующий уклон к лотку коллектора.
Уплотнение бетонной смеси должно при изготовлении элементов коллектора обязательно производиться с помощью вибраторов. В трехшарнирном своде верхний шарнир выполняется закладкой газовой трубы и соответствующей заделкой паклей, пропитанной битумом. При разрезке стула на две половины (при коллекторах большого диаметра) стык внизу коллектора выполняется с помощью выпусков арматуры.
Свод и стул армируются сварными сетками. Конструкция коллектора диаметром 1,5 м показана на рис. XVII 1.50.
Преимущества сборных коллекторов. Коллекторы могут быть выполнены полностью из сборных элементов; при этом становится возможным механизировать все процессы производства работ и сократить сроки возведения коллектора.
Заделка стыков в сводах и в стульях гораздо проще, чем в обычных круглых коллекторах, так как стыки расположены в открытых свободных местах.
Сборный коллектор можно монтировать и принимать по этапам по мере его возведения: сначала стул с его стыками, а затем свод также со стыками.
Из сравнительных данных о расходе основных материалов (табл. XVIII.14) видно, что на сборные коллекторы данной конструкции расходуется бетона на 10—33% (в среднем на 23%) и стали в 2,1—2,64 раза меньше, чем на обычные круглые железобетонные коллекторы с фундаментами.
При сборных коллекторах весьма удачно разрешается конструкция сборных линейных колодцев. В этом случае колодцы выполняются круглыми, из сборных железобетонных элементов.
06, Шаг 165
170 {170,
?1б5
Ф6>шог1б5
—0_6
Шаг 215
Вид по стрелке Д 06 Скрутка
б) _
' План
06
Шаг 200
Д
Узел н
50
010
06 Шаг200
1500 -----
— 2000--------
0100, Шаг 100
^708^50
010, Ьшт ма фундамент
Рис. XVIII.50. Сборный железобетонный коллектор диаметром 1,5 м
а —поперечный разрез; б — деталь стыка; в — изометрия фундамента; г — схема стыкования блоков свода и фундамента вдоль коллектора; 1 — блок фундамента; 2 — блок свода; 3— заделка стыка; 4—цементный раствор состава 1:2; 5 — канатная прядь, пропитанная в битуме, сверху заделанная цементным раствором
Таблица XVIII.14
Расход основных материалов для сборных и круглых коллекторов, выраженный в процентах
Наименование материала D = 0,7 м Н = 4 м D = 1,5 м Н = 4 м D = 0,7 м Н = 7 м D = 1,5 м Н = 7 м
сборный коллектор круглый железобетонный коллектор с фундаментом сборный коллектор круглый железобетонный коллектор с фундаментом сборный коллектор круглый железобетонный коллектор с фундаментом сборный коллектор круглый железобетонный коллектор с фундаментом
Бетон (суммарный объем) 100 111 100 135 100 136 100 149
Сталь (суммарный вес) 100 252 100 307 100 284 100 259
Цемент (на весь объем бетона) 100 121 100 156 WO 142 100 174
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
440 — — — — -
В сборных коллекторах больших диаметров (2— 3,5 м) элементы получаются в несколько раз легче, чем кольца круглого коллектора, и поэтому в некоторых случаях сборный коллектор является единственно рациональным решением.
В табл. XVIII.14 приведен относительный расход бетона и арматуры для сборного и круглого железобетонных коллекторов.
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
1. Общие данные
Важнейшими областями применения бетонных и железобетонных труб являются: сети хозяйственно-бытовой, ливневой и промышленной канализации, дренажные, теплофикационные, подземные сети линейных сооружений связи и энергетики, трубопроводы для ирригации и мелиорации, дорожное строительство, водопроводные сети, каналы для отвода ручьев и рек и др.
Современные трубопроводы из бетонных и железобетонных труб в зависимости от величины внутреннего
гидравлического давления протекающей по ним жидкости подразделяются на безнапорные и напорные.
Безнапорные трубы выполняются из бетона или железобетона.
2. Типы и размеры труб
а) Безнапорные трубы
Для строительства безнапорных трубопроводов употребляют трубы бетонные и железобетонные с обычной арматурой. В отдельных случаях при воздействии на безнапорный трубопровод значительных внешних нагрузок, в целях повышения несущей способности труб, могут быть, когда это оправдано экономическим расчетом, применены трубы с предварительно напряженной спиральной арматурой.
По назначению безнапорные трубы делятся на водосточные, канализационные, дренажные, ирригационные и др.
е)
в)
Рис. XVIII.52. Оформление концов безнапорных труб (размеры по табл. XVIII. 15) а — раструбное соединение; б — соединение при помощи муфты; в — фальцевое соединение
Рис. XVIII.51. Формы поперечного сечения Tpv6
а — круглое сечение; б — круглое сечение с основанием; в — овои-дальное сечение; г — яйцевидное сечение; д, е, ж — сечения специальных форм
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
441
Таблица XVIII.15
Сортамент бетонных и железобетонных безнапорных труб и размеры раструбов, муфт и фальцев (рис. XVIII.51)
Диаметр условного прохода труб Do в мм Наибольшая толщина стенок труб, раструбов и муфт с в мм Размеры в мм Наименьшая длина труб в мм
раструбов муфт фальцев
бетонных железобетонных ZP hp Лм 'ф наименьшее значение сф *ф раструбных гладких
нормальной прочности повышенной прочности
150 30 - — 50 15 — — 16 8 4 1 000 —
200 40 — — — — 13 9 —
250 50 — — 70 18 200 18 10 5 1 500
300 60 40 50 20 13
350 60 40 50 80 20 20 21 14 6 1 500
400 70 50 60 22 15
500 80 60 70 26 19
600 90 60 80 30 22 7
700 — 70 90 90 22 250 22 34 26 2 000
800 — 80 100 38 29 8
900 — 90 ПО 100 25 25 40 33
1 000 — 100 120 44 36 9
1 100 — 120 130 46 10
1 200 — 120 140 120 30 300 30 50 41 2 000 2 500 I
1 300 — 130 150 44
1 400 — 140 160 48
1 500 — 140 160
Примечание. Сортамент труб и размеры раструбных и муфтовых соединений указаны по ГОСТ 6482-53.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
442
• По способу изготовления трубы делятся на прессованные, трамбованные, вибрированные, центрифугированные, вибропрессованные, вибровакуумированные и др.
В зависимости от формы поперечного сечения различают трубы: -круглые, круглые с основанием, овои-дальные, эллиптические, прямоугольные и специальной формы (шатровые, лотковые и др.) (рис. XVIII.51). Наибольшее распространение получили круглые трубы, так как они наиболее просты в изготовлении и хорошо удовлетворяют статическим и гидравлическим требованиям.
По оформлению концов различаются трубы раструбные, с гладкими концами, фальцевые и др.
Бетонные трубы, по действующему ГОСТ 6482-53, изготовляются с внутренними диаметрами £>0 в пределах от 150 до 600 мм, с градацией через 50 мм до 400 мм и через 100 мм для больших диаметров; длина труб от 1 до 1,5 м. Сортамент труб приведен в табл. XVIII.15.
Железобетонные трубы, согласно ГОСТ 6482-53, изготовляются с внутренними диаметрами в пределах 300—1 500 мм с градацией через 100 мм (см. табл. XVII 1.15). Железобетонные трубы диаметрами до 300 мм и более 1 500 мм стандартом не предусматриваются и изготовление их производится по индивидуальным заказам.
Железобетонные трубы, согласно ГОСТ 6482-53, подразделяются на трубы нормальной и повышенной прочности (табл. XVIII.16) и предназначаются для укладки в грунт на глубину соответственно до 4 и 8 м.
Т а б л и ц а XVIII.16
Величины минимальных разрушающих нагрузок Р при испытании прочности труб на прессе (по ГОСТ 6482-53)
Диаметр условного прохода трубы Do в мм Минимальные разрушающие нагрузки в тщог. м
бетонные трубы железобетонные трубы
нормальной прочности повышенной прочности
150 2,2
200 2,5 — —
250 2,8 — —
300 3,1 3 5,8
350 3,5 3,4 5,9
400 3,8 3,6 6,1
500 4,3 3,8 6,5
600 4,8 4 7
700 — 4,2 7,5
800 — 4,5 7,8
900 — 4,8 8,2
1 000 — 5,2 9
1 100 — 5,5 9,5
1 200 — 5,8 10
1 300 — 6 10,5
1 400 — 6,3 11
1 500 — 6,3 11
Толщина стенок труб определяется расчетом в зависимости от нагрузок, типа основания, материалов и способа изготовления и не должна превышать величин, указанных в табл. XVIII.15.
Трубы нормальной и повышенной прочности могут различаться между собой толщиной стенок или армированием, если установка более сильной арматуры оправдывается технико-экономическим расчетом.
Форма и размеры концевых обрамлений безнапорных труб показаны на рис. XVIII.52 и в табл. XVIII. 15.
Размеры фальцевых соединений труб приведены в качестве ориентировочных и могут в отдельных случаях иметь другие значения.
б) Напорные трубы
Современные напорные железобетонные трубопроводы выполняются из труб:
I) -изготовляемых из обычного железобетона и предназначаемых для рабочих напоров воды не более 3—4 ати;
2) изготовляемых из обычного железобетона, со стенками, в которых расположена водонепроницаемая прослойка из листовой стали, толщиной до 4—6 мм, из слоя битума и др.;
3) предварительно напряженных; спиральная и продольная арматура в этих трубах подвергается натяжению до затвердения бетона;
4) предварительно напряженных, в стенках которых расположен стальной тонкостенный цилиндр толщиной 2—1,5 мм; поверх цилиндра навивается в напряженном состоянии спиральная арматура и наносится защитный слой из цементно-песчаного раство-ра;
5) предварительно напряженных, состоящих из слабо армированного сердечника, обвитого спиральной арматурой и покрытого защитным слоем из цементно-песчаного раствора, приготовленного на обычном или водонепроницаемом вяжущем.
В трубах двух последних типов продольная арматура подвергается предварительному напряжению с передачей усилий натяжения на форму, в которой производится бетонирование трубы.
В отечественной промышленности строительных деталей преимущественно развивается производство напорных труб четвертого и пятого типов.
Напорные железобетонные трубы со стальным цилиндром, защищенным с внутренней и внешней стороны слоем бетона, применялись в ряде стран еще в конце прошлого столетия. В таких трубах ставилась дополнительная спиральная арматура, воспринимающая совместно со стальным цилиндром внутреннее гидравлическое давление.
Применение стальных сварных цилиндров для производства напорных железобетонных труб средних диаметров можно рекомендовать для нефте- и газопроводных труб, для трубопроводов ответственного назначения, для труб, рассчитанных на большие гидравлические напоры (более 10 ати). В качестве водопроводных труб среднего и большого диаметра, как показала практика, вполне надежны предварительно напряженные железобетонные трубы с центрифугированными и виб-рированными сердечниками, имеющими внутри или снаружи защитный слой, изготовленный на водонепроницаемом расширяющемся цементе (ВРЦ).
Железобетонные трубы со спиральной арматурой, не подвергнутой предварительному напряжению, назначаются для трубопроводов с рабочим давлением жидкости до 3—4 ати, а трубы с предварительно напряженной арматурой — для напоров от 4 до 10 ати и более.
Основной областью применения этих труб являются водопроводные сети, сети напорной канализации, напорные водоводы, дюкеры, акведуки, деривационные туннели и др. на участках с постоянным режимом работы.
Современные способы изготовления сердечников напорных труб: вибрирование, центрифугирование и вибровакуумирование. Нанесение защитного слоя производится путем торкретирования, реже — с помощью вибрирования, заглаживания и др.
Напорные трубы изготовляются преимущественно цилиндрическими с раструбными или гладкими концами. Как те, так и другие могут быть усилены концевыми стальными обечайками цилиндрической или сложной формы.
§ б. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
443
В настоящее время начинается внедрение в практику строительства напорных труб из самонапряженнэ-го железобетона. Такие трубы являются предварительно напряженными в двух направлениях (осевом и радиальном) и изготовляются из напрягающего расширяющегося цемента. Этот цемент состоит в основном из портланд-цемента с добавкой 15—18% глиноземистого цемента и 10—12% гипса; в процессе твердения цементного камня, ускоряемого тепловлажностной обработкой, бетон, изготовленный с применением напрягающего цемента, расширяется и в результате этого напрягает арматуру. Величина самообжатия зависит от насыщенности поперечного сечения трубы арматурой и доходит до 60 кг/см2. Трубы из самонапряженного железобетона со стенками толщиной 40—45 мм выдерживают без признаков просачивания воды внутреннее гидростатическое давление до 16—20 ати.
Разрабатывается технология изготовления труб из водонепроницаемых бетонов комплексного самоуплотнения (ВКСБ); такие бетоны, в состав которых входят портланд-цемент, песок, щебень, хлористый кальций (в количестве 2—4% от веса смеси) и известь или известняковая мука (в количестве соответственно от 1,5% до 8—12% от веса смеси), являются водонепроницаемыми. Бетонная смесь ВКС должна быть жесткой с показателем удобоукладываемости по ГОСТ 6901-54 60— 100 сек. Изготовление труб из бетонных смесей ВКСБ возможно путем вибрирования или вибропрессования в разъемных формах с немедленным «распалубливанием.
По прочности, т. е. в зависимости от величины внутреннего гидростатического давления, которое выдерживают трубы, они подразделяются на пять типов (табл. XVIII.17).
Таблица XVIII.17
Величина внутреннего гидростатического давления,
Вид внутреннего гидростатического давления
Пбличинм внутреннего гидростатического давления в ати, выдерживаемого трубами типа
НЖ-1 НЖ-2 |НЖ-3 НЖ-4 |НЖ-5
Давление, выдерживаемое трубой без образования трещин, Рт........................... 12
Давление, при котором трубы испытываются на водонепроницаемость, рн......... 8
Давление рабочего напора жидкости в трубопроводе рд, ири. нимается по расчету, но не более...................... 6
16 20 24
10 12 12
8 10 10
Выбор типа труб для определения условий укладки производится на основе данных табл. XVIII.18, приведенной во «Временных технических условиях на трубы напорные, железобетонные, предварительно напряженные» (ТУ 67-51/МСПТИ).
Трубы разных типов отличаются между собой только величиной предварительного обжатия бетона или практически количеством спиральной арматуры, т. е. ее диаметром, пределом прочности и шагом витков.
Сортамент напорных железобетонных предварительно напряженных труб по ТУ 67-51/МСПТИ приводится в табл. XVIII.19 и на рис. XVIII. 53.
Трубы со стальными цилиндрами, разработанные институтом Водоканалпроект, показаны на рис. XVIII.54.
Рис. XVIII.53. Трубы железобетонные предварительно напряженные (размеры по табл. XV1I1. 19)
а — трубы с гибкими стыками; б — трубы с жесткими стыками; / — железобетонный сердечник; 2 — предварительно напряженная продольная арматура; 3 — предварительно напряженная спиральная арматура (навивается на сердечник трубы); 4 — защитный бетонный слой; 5 — стальной цилиндр, толщина стенки 3 мм
Рис. XVIII.54. Труба со стальным цилиндром (размеры в табл. XVIII. 22)
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
444
Таблица XVIII.18
Таблица XVIII.19
Сортамент железобетонных напорных труб с гибкими и жесткими стыками (по ТУ 67-51/МСПТИ)
Условный проход трубы Du в мм Трубы с гибкими стыками Трубы с жесткими стыками
толщина стенки нормализованных концов d в мм длина нормализованных концов в мм длина стального цилиндра 13 в мм справочный вес трубы в кг толщина стенки нормализованных концов d в мм длина норма -л изованн ых концов /, в мм справочный вес в кг
Z1* /.*
300 400 500 600 700 800 900 1 000 1 200 1 500 35+4 40+5 5°+5 60+$ 70+7 70+7 80+7 80+7 100+4 120 + 7 150 160 170 180 190 200 210 220 230 250 ПО 115 120 125 130 135 140 145 150 170 310 350 360 380 415 425 435 440 440 500 750 1 040 1 540 2 090 2 770 3 170 3 960 4 450 5 000 5 000 50+4 55+5 65+5 75+$ 85 + 7 95+7 115 + 7 135+7 180 180 200 200 250 250 250 250 250 280 750 1 050 1 550 2 100 2 790 3 200 3 980 4 480 5 000 5 000
♦ Допуск ± 10 мм.
3. Соединения и стыки труб
Раструбные бетонные и железобетонные безнапорные трубы соединяют путем заделки раструбов просмоленной пеньковой прядью и цементом или асфальтовой мастикой (рис. XVIII.55). При соединении труб с -помощью муфт кольцевой зазор между трубой и муфтой можно заделывать так же, как и при соединении раст
рубных труб. Трубы с гладкими концами соединяют с помощью поясов (цементных или толевых); для соединения труб применяют специальные ленты, изготовленные на базе битумных материалов.
Таблица XVIII.20
Сортамент соединительных муфт (типа МН-Ц) для напорных труб с жесткими стыками (по ТУ 67-51/МСПТИ)
Условный проход трубы Dj в мм Внутренний диаметр муфты Dm в мм Наружный диаметр сердечника муфты D м1 в мм Длина муфты 1 в мм тие от иуфты 1ВКИ Ширина канавки т в мм Глубина канавки k в мм Справочный вес муфты в кг
о х
300 424 + 2 500^4 зоо+5 20 25 5 54
400 534+ 2 620 зоо+5 20 25 8 74
500 658 + 2 __о + 7 758 4 350+ 5 20 25 8 123
600 780+2 + 7 89024 350+5 20 30 8 166
700 900 +3 1 03015 400+ 5 25 35 10 248
800 1 002+3 1 134ts 4С0+5 25 35 10 278
900 1 124 + 3 1 275-5 400+ 5 25 35 10 345
1 000 1 226+3 1 37415 400+5 25 40 10 370
1 200 1 470 +3 1 65415 400 + 5 25 40 10 611
1 500 1 810+3 2 020I5 450+ 5 25 40 .10 920
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
445
Рис. XVIII. 56. Жесткий стык напорных железобетонных труб (размеры по табл.
XVIII. 20)
1 — соединительная муфта; 2 — пакля; 3 — цементный раствор; Do — внутренний диаметр железобетонной трубы
Рис. XVHI.55. Заделка стыков безнапорных бетонных и железобетонных труб
а — раструбный стык; б — соединение железобетонных труб при помощи муфт; в —соединение гладких труб цементными поясками; г — соединение гладких труб толевыми поясками; д — фальцевый стык; 1 — просмоленная пеньковая прядь; 2—заделка цементом или асфальтовой мастикой; 3 — цементный поясок, набиваемый в опалубке; 4 — поясок из трех слоев толя на смоле
Напорные трубы соединяются гибкими или жесткими стыками.
Жесткие стыки (рис. XVIII. 56 и табл. XVIII.20), не допускающие искривления и взаимного смещения отдельных элементов труб, можно применять для соединения напорных трубопроводов, рассчитанных на рабочее давление не более 6 ати, при условии укладки труб на бетонное основание или на естественное основание на скальных, полускальных, крупнообломочных и песчаных грунтах (при гравелистых и крупных песках). При применении жестких стыков через каждые 25 м длины трубопровода следует устраивать пибкие стыки.
Гибкие стыки напорных труб рекомендуется выполнять с применением муфт и резиновых колец; такие стыки должны допускать взаимное смещение труб в продольном направлении в пределах 3—5 мм и поворот конца трубы (при прогибе в стыке) на 1,5° без потери водонепроницаемости.
Форма гибких стыковых соединений может быть различной. По ТУ 67-51/МСПТИ допускается применение гибкого стыка, показанного на рис. XVIII.57; размеры этого стыка приведены в табл. XVIII. 21. Этот стык надежен, но металлоемок. С целью предохранения болтов и муфт от коррозии они кадмируются или защищаются
Рис. XVIII. 57. Гибкий стык напорных труб (размеры по табл. XVIII. 21) а — деталь стыка трубы; б — продольный разрез муфты; 1 — железобетонная труба; 2 — чугунная муфта; 3 — резиновые кольца (круглые); 4— втулка муфты; 5 — фланцы муфты;
6 — болты муфты
другими антикоррозийными покрытиями. Конструкции отечественных стыков для трубы со стальными цилиндрами показаны на рис. XVIII.54 и XVIII.58, а размеры в табл. XVI 11.22. Соединение последнего вида выполняют без специальных профильных концевых обечаек. Такие соединения легко монтируются, так как резиновые кольца заходят в раструб при качении; они дают также герметичное соединение при условии, если диаметр резинового кольца на 15—20% меньше диаметра гладкого конца трубы, усиленного стальной обечайкой, а диаметр поперечного сечения резинового кольца в 1,7—1,8 раза больше ширины раструбной щели. При указанных условиях резина плотно охватывает трубу, а с увеличением давления возрастает и степень сжатия резины; в случае, если предотвращена возможность выпирания .резины в щель между упором и раструбом (за-
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
446
Таблица XV1II.2]
Таблица XVIII.22
Сортамент соединительных муфт (типа МН-К) для напорных труб с гибкими стыками (по ТУ 67-51/МСПТИ)
Условный проход трубы Do в мм Наружный диаметр концов трубы Di в мм Внутренний диаметр муфты в мм Длина втулки муфт 1 в мм Количество болтов п Диаметр болтов в мм Справочный вес муфты в кг
D м D м1
300 370~2 374+2 382 100 6 18 51
400 480~ 3 484 +2 492 100 6 18 74
50t 600-3 604+2 614 120 8 18 105
600 720“4 724+2 734 ‘ 130 8 22 180
700 840“ 5 844+3 854 140 10 24 210
800 940~5 945+3 957 140 12 24 270
900 1 0€0“5 1 065 +3 1 077 150 14 24 320
1 000 1 160“5 1 165+3 1 177 160 16 30 360
1 200 1 400“5 1 405+ 3 1 417 170 18 32 500
1 500 1 740“5 1 745+3 1 760 200 28 36 800
Рис. XVIII. 58. Гибкий стык напорных железобетонных труб со стальными цилиндрами
1 — слабоармированный бетонный сердечник трубы; 2 — стальной цилиндр; 3 — спираль из высокопрочной проволоки; 4 — защитный торкретный слой раствора; 5 — раструбная обечайка; 6 — обруч жесткости; 7 — резиновое кольцо; 8 — упорное стальное кольцо; 9 — гладкая обечайка; 10 — раствор
Рис. XVIII. 59. Стык для труб с гладкими концами
7 —слабо армированный бетонный сердечник трубы; 2 — спираль из высокопрочной проволоки; 3 — защитный твркретный слой; 4 — гофрированная муфта с антикоррозийным покрытием; 5 — раствор
зор не должен быть более 1,5 диаметра поперечного сечения резинового кольца), то при -гладких поверхностях концов труб такое соединение остается непроницаемым при очень высоком внутреннем давлении.
Аналогичного типа стыки применяются и для соединения напорных железобетонных труб без внутреннего
Размеры гибких стыков для напорных железобетонных труб со стальными цилиндрами
Обозначение Размеры при внутреннем диаметре труб Dt) в мм
размера (по рис. XVIII. 54) 600 700 | 800 900 1 000 1 200 | 1 500
DH с 720 840 940 1 060 1 160 1 400 1 740
DB с 717 837 937 1 057 1 157 1 397 1 737
D* к 717 837 937 1 057 1 157 1 397 1 737
D° к 709 829 929 1 047 1 147 1 385 1 731
760 880 980 I 100 1 200 I 440 1 780
j D* Р 747 867 967 1 037 1 187 1 427 1 767
DH Р 860 990 1 100 1 250 1 350 1 580 1 990
▲ 20 22 25 28 30 35 45
4з 15 15 15 15 15 15 15
zp 270 270 270 270 270 270 300
7Н Р 470 470 480 480 480 480 500
СР 44,5 45,5 54,5 69,5 69,5 64,5 99,5
/И1 Р 100 — 120 150 150 140 200
5ц 1,5 1,5 1,5 1,5 1,5 1.5 1,5
°к-о 4 4 4 5 5 6 8
'р 165 165 165 165 165 165 165
340 310 310 ЗЮ 310 310 310
^К-0 330 330 330 ?>30 330 330 330
стального цилиндра; при этом, однако, концевые участки труб рекомендуется выполнять со стальными обечайками, что обеспечивает получение гладкой непроницаемой поверхности и требуемых допусков.
Для труб с гладкими концами находит применение стык, показанный на рис. XVIII.59.
Раструбные гибкие соединения можно применять и без установки концевых обечаек (рис. XVIII.60).
Фасонные части к бетонным и железобетонным безнапорным трубопроводам (отводы, коленья, переходы, заглушки ;и др.) можно изготовлять различными способами. Одним из способов является бетонирование той или иной фасонной части вместе с трубой в соответствующих формах; другим — установка фасонных частей
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
447
Рис. XVIII. 60. Раструбные гибкие стыки
а—стык со свободным накатыванием кольца; б—стык с закрепленным кольцом; 1 — сердечник трубы;
2 — продольная арматура; 3 — спираль; 4 — защитный слой; 5—резиновое кольцо; 6—обечайка;
7 — заделка раствором
на готовые трубы на заводе или непосредственно на месте 'прокладки трубопровода; при этом способе работы отводы выполняются следующим образом: в требуемом месте трубы пробивают отверстие нужного размера; затем арматуру отвода связывают со стержнями арматурного каркаса трубы и устанавливают опалубку отвода, после чего бетонируют отвод с последующим железне-нием его поверхности.
Отводы напорных трубопроводов выполняют с применением металлических частей, либо изготовляемых на месте, либо готовых. Коленья трубопроводов часто изготовляют путем бетонирования их в опалубке, выполненной из листовой стали непосредственно на месте работ; жо укладке внутренней части опалубки устанавливают арматурный каркас, затем обечайку и производят бетонирование.
Переходы и заглушки в напорных и безнапорных трубопроводах выполняют, как правило, из металла.
4. Материалы, применяемые при изготовлении труб
Бетенные и железобетонные трубы могут подвергаться агрессивному воздействию со стороны грунтовых вод н вод, протекающих по трубопроводу; в канализационных сетях трубы подвергаются также агрессивному воздействию газов. Корродирующее воздействие агрессивных факторов на бетон труб можно уменьшить путем предварительной очистки стоков, взаимной нейтрализацией сточных вод и разбавлением сточных вод другими водами; правильным выбором составляющих бетона с целью обеспечения максимальной его плотности, в частности за счет введения в него минеральных или химических добавок; выбором соответствующего вяжущего для бетона; нанесением изоляции поверхностей трубопровода химически стойкими материалами, определением рациональной области применения труб и правильным проектированием, укладкой и эксплуатацией трубопроводов. Вяжущее для бетона рекомендуется выбирать с учетом необходимости обеспечения наибольшей стойкости труб к основному виду агрессии, поскольку в процессе эксплуатации трубопроводов характер агрессивности может меняться. При этом следует учитывать следующее.
1) П о р т л а н д-ц е м е н т обычный и пластифицированный (ГОСТ 970-41 с дополнениями 1954 г.) хотя и получил самое широкое применение, не
может быть допущен в трубах, подвергающихся воздействию морской и минерализованной воды; быстро-твердеющий портланд-цемент (ВТУ МПСМ 29-55), гидрофобный портлан д-ц е м е н т (ТУ МПСМ 10-53) рекомендуются к применению в условиях, приемлемых для обычного портланд-цемента;
2) ш л а к о п о р т л а н д-ц е м е н т (ГОСТ 970-41 с дополнениями 1954 г.) рекомендуется для случаев, когда необходимо получить бетоны, стойкие в минерализованных водах; этот цемент не стоек в водах с высокой концентрацией магнезиальных солей и в водах, содержащих свободные кислоты (воды болотные, сточные промышленные и др.).
3) пуццолановый портланд-цемент (ГОСТ 970-41 с дополнениями 1954 г.) предпочтителен для труб, подвергающихся воздействию пресных вод;
4) гипсошлаковый бесклинкерный (ГОСТ 2543-44) и сульфатостойкий портлан дщ е м е н т (ВТУ МПСМ 1949 г.) предпочтительны для применения в бетоне труб, подвергающихся воздействию сульфатной агрессии;
5) глиноземистый цемент в качестве самостоятельного вяжущего при производстве труб почти не применяется; при необходимости применения этого цемента следует учитывать, что он стоек в минерализованных водах и подвержен разрушению водами, содержащими кислоты или концентрированные растворы сернокислого магния и щелочей;
6) пробужденные шлаки и шахтные горелые породы можно применять в качестве местных материалов для изготовления труб.
В рабочих чертежах бетонных или железобетонных трубопроводов должны быть даны указания об антикоррозийной защите труб, а также о виде вяжущего, рекомендуемого для приготовления бетона и обеспечивающего наилучшую его стойкость в данных конкретных условиях.
При расчетах трубопроводов принимаются следующие показатели:
водопоглощаемость бетона труб, изготовленных:
трамбованием, прессованием и вибрированием — 7—8°/о; центрифугированием — 4—6%. Коэффициент водонепроницаемости 10~6—10~8 м/сек.
Расчетные марки бетона для сердечников, изготовляемых посредством центрифугирования, принимают на 50% выше прочности, определяемой путем испытания контрольных кубов.
Для образования защитного гидроизоляционного слоя в напорных трубах применяют водопроницаемый расширяющийся цемент, отвечающий требованиям ТУ 66—50/МСПТИ. -
В качестве арматуры в трубах применяется горячекатаная гладкая сталь марок Ст. 0, Ст. 3 или периодического профиля марок 25Г2С, Ст. 5 и др.
Спиральная арматура выполняется из гладкой приволоки диаметром от 4 до 10 мм, продольная — из проволоки гладкой или периодического профиля тех же диаметров.
Для продольной предварительно напряженной арматуры применяются стержни из горячекатаной стали периодического профиля, марок 25Г2С и Ст. 5, гладкая холоднотянутая периодического профиля по ГОСТ 8480-57 и др.
Спиральная предварительно напряженная арматура выполняется из гладкой углеродистой проволоки диаметром 2,5—5 мм или из проволоки низкоуглеродистой холоднотянутой диаметром от 3 до 5,5 мм, отвечающей требованиям ГОСТ 6727-53.
Для ненапряженной арматуры сердечника применяется сталь марок Ст. 3, Ст. 5 и холоднотянутая проволока из стали марок Ст. 3 и Ст. 0.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
448 - --- - — - - - - -= "= = -^=-=—=—= = - =
При изготовлении труб со стальными цилиндрами последние выполняются из листовой стали марки Ст. 3, толщиной 1—2 мм. Концевые обечайки труб делают из листовой стали марки Ст. 3 или Ст. О, толщиной 4—6 мм.
Резиновые кольца, служащие уплотнителями в гибких стыках труб, принимаются по техническим условиям на «Кольца резиновые для асбоцементных трубопроводов» или образуются из резинового шнура.
5. Условия укладки трубопроводов
Глубину заложения лотка канализационных труб назначают согласно «Нормам и техническим условиям проектирования канализации населенных мест» (НиТУ 141-56).
Наименьшую глубину заложения труб хозяйственно-бытовой и общественной канализации можно принимать по табл. XVIII. 23, но не менее 0,7 м от поверхности земли.
Таблица XVII 1.23
Наименьшая глубина заложения труб хозяйственно-бытовой и общественной канализации
Внутрений диаметр труб в мм Наименьшая глубина заложения лотка канализационных труб в м
Менее 500 Н3 —0,3
Более 500 //3-0.5
Примечание. Н3 — глубина промерзания грунта в jh.
Глубину заложения водопроводных труб назначают на основе опыта работы водоводов, находящихся в данной местности, или подсчитывают по формулам:
при трубах диаметром до 500 мм
Я = Я3 —0,Зл<; (XVIII.1)
при трубах, диаметром более 500 мм
H = H3 — 0,5Dq, (XVIII.2)
где Н — глубина заложения труб от поверхности земли до лотка в м;
Н3— глубина промерзания грунта в м\
Do — внутренний диаметр труб в м.
Ширину траншей, в которые укладывают трубы, назначают согласно данным табл. XVIII.24.
Таблица XVIII.24
Ширина траншеи для укладки бетонных и железобетонных труб
Способ укладки трубопроводов Ширина траншей в м для труб
раструбных фальцевых и на муфтах
Отдельными трубами диаметром до 0,5 м То же, диаметром более 0,5 м . . D« + °-6 />и + 1 Dh + 0.8 Он + 1.2
Примечание. DH~ наружный диаметр трубопровода, включая изоляцию.
Канализационные трубы как безнапорные, так и напорные предписывается укладывать без устройства искусственного основания непосредственно на выравненное или утрамбованное дно траншеи во всех грунтах за исключением скальных и слабых.
В траншеях, прорываемых в скальных грунтах, трубы укладывают на песчаную или гравелистую подушку, толщиной не менее 10 см.
Водопроводные напорные железобетонные трубы в траншеях и под насыпями укладывают на естественное основание с песчаной или песчано-гравелистой подготовкой или на бетонную подушку.
При нормальном способе укладки труб основание профилируют по форме трубы на ширину не менее 0,6 DH и на высоту не менее 0,1 . Песчаную или песча-
но-гравелистую подушку под трубы ограничивают размерами углубления дна траншеи, имеющей ширину поверху 0,6 £)н+20 см и глубину 0,1 £)н+8 см; остальную часть трубы засыпают грунтом с трамбованием на высоту не менее 15 см выше верха трубы.
При бетонной подушке трубы укладывают в лоток на глубину не менее 0,25 DH, причем толщина подушки должна также быть не менее 0,25 Dtt и во всех случаях не менее 15 см. Остальную часть трубы засыпают грунтом с трамбованием на высоту не менее 15 см выше верха трубы.
При скальных и полускальных грунтах трубы, соединяемые гибкими стыками, укладывают на песчаную подушку толщиной не менее 20 см; при укладке труб с жесткими стыками на такие грунты, а также при укладке их на крупнообломочные и песчано-гравелистые грунты на высоту 0,25 £>н трубы заливают бетоном.
6. Нагрузки и их определение
При расчете труб, уложенных в земле, учитывают следующие расчетные нагрузки: давление земли, нагрузку на поверхности земли, вес трубы, вес жидкости, заполняющей трубопровод, внутреннее давление жидкости, протекающей по трубопроводу под напором с учетом гидравлического удара.
В ряде случаев принимают во внимание продольные усилия, возникающие в трубопроводе в результате температурных воздействий, давления жидкости на поворотах трассы и др.
Расчетной вертикальной нагрузкой на трубы является линейное усилие, состоящее из двух приведенных линейных нагрузок эквивалентных выше перечисленным вертикальным воздействиям.
Внутреннее расчетное (предельное) давление рпр принимается равным: в трубах с рабочим напором до 5 ати удвоенному рабочему напору; в трубах с рабочим напором 5 ати и более рабочему напору плюс 5 ати.
а) Нагрузка от давления грунта
Давление грунта на трубы определяют в зависимости:
а) от способа укладки труб — в траншее или насыпью;
б) от вида и свойств грунта;
в) от способа укладки труб — нормального или на бетонное основание.
Приведенная величина вертикальной линейной нагрузки Pi от давления грунта на трубы с наружным диаметром £>н, укладываемые под сплошной насыпью, определяется по формуле (XVIII.3):
(j С ^D2
Р1=-^-= ------------m/м, (XVIII.3)
т т
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
449
где Сы—коэффициент, зависящий от отношения высоты засыпки Н (считая до верха трубы) к наружному диаметру трубы DH> а также от вида грунта основания и способа укладки труб; принимается по графику на рис.
XVIII.61;
Рис. XVIII. 61. График для определения величины Сн
1 — грунты скальные и полускальные; 2 — то же, при укладке труб на бетонную подушку; 3 — грунты крупнообломочные; пески гравелистые крупные и средней крупности плотные; глинистые грунты твердые; 4 — то же, при укладке труб на бетонную подушку; 5 — пески гравелистые крупные и средней крупности средней плотности, пески мелкие и пылеватые плотные; глинистые грунты пластичные; 6 — то же, при укладке труб на бетонную подушку; 7 — пески мелкие и пылеватые средней плотности; глинистые грунты текучие
ф— коэффициент нагрузки для труб, приводящий вертикальную нагрузку or засыпки на трубы, уложенные под насыпями, к двум сосредоточенным линейным нагрузкам принимается по графику на рис. XVIII.62;
71—объемный вес грунта — засыпки в т/м3.
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки от давления грунта на трубы с наружным диаметром DHt укладываемые в траншее, определяют по формуле
Рис. XVIII. 62. График для определения коэффициента нагрузки ф
1 — грунты скальные, полускальные и крупнообломочные: пески гравелистые, крупные и средней крупности, плотные и средней плотности; глинистые грунты, твердые и пластичные; 2 — пески мелкие и пылеватые;глинистые грунты текучие; 3—грунты скальные и полускальные при укладке труб на бетонную подушку; 4 — грунты крупнообломочные, пески гравелистые крупные и средней крупности, плотные; глинистые грунты твердые при укладке труб на бетонную подушку; 5 — песчаные грунты средней плотности, а также пески мелкие и пылеватые, плотные, глинистые грунты твердые при укладке труб на бетонную подушку; 6 — пески мелкие и пылеватые средней плотности и глинистые грунты текучие при укладке труб на бетонную подушку
где Стр — коэффициент, зависящий от отношения вы* соты засыпки Н (считая до верха трубы) к ширине траншеи В и от вида грунта засыпки; принимается по графику на рис. XVI 11.63;
71—объемный вес грунта засыпки в т/м3-,
В — ширина траншеи в м (см. табл. XVIII.24) на уровне верха трубы, ф'—коэффициент нагрузки, приводящий вертикальную нагрузку от засыпки на трубы, уложенные в траншею, к двум сосредоточенным линейным нагрузкам Pp определяется в зависимости от способа укладки труб по графику на рис. XVIII.64.
29 Зак. 2065
>’ = = стръва
1 ф' ф'
(XVIII .4)
За расчетную приведенную величину вертикальной линейной нагрузки принимается меньшая из величин, определенных по формулам (XVIII.3) и (XVIII.4).
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
450
/ _ пески и растительный грунт, сухие; 2 — те же грунты, во влажные; глинистые грунты твердые; 3 — глинистые грунты пластичные; 4 — глинистые грунты текучие
б) Временные нагрузки на поверхности грунта
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки Рг на трубы, укладываемые в траншее, от равномерно распределенных нагрузок интенсивностью U т/м2, действующих на большой площади поверхности грунта (например, от штабелей материалов и т. ст.), определяют по формуле
Р2 = ^7 - m/м, (XVIII.5)
где Си—коэффициент, зависящий от отношения высоты засыпки Н (считая до верха трубы) к ширине траншеи В и от вида грунта засыпки; определяется по графику рис. XVIII.65.
Рис. XVIII.65. График для определения коэффициента Си
1 — пески и растительный грунт сухие; 2 — те же< грунты, но влажные; глинистые грунты твердые; 3 — глинистые грунты пластичные; 4 — глинистые грунты текучие
Рис. XVIII.64. График коэффициента нагрузки ф' для труб, укладываемых в траншею
I — укладка труб на естественное основание, не спрофилированное по нижней части трубы, и без трамбования грунта в боковых пазухах; 2 — нормальный способ укладки труб; 3 — укладка труб на бетонную по-^душку
Приведенную величину линейной вертикальной нагрузки Р% на трубы, укладываемые под сплошной насыпью, от равномерно распределенных нагрузок, указанных выше, определяют по формуле (XVIII.3), причем высоту засыпки Н увеличивают на величину, U равную отношению ----- .
71
Приведенную величину вертикального давления Р$ на трубы, укладываемые в траншее или под насыпью, от задних колес проезжающих над ней двух грузовых автомобилей (задние оси которых проходят через вертикальную плоскость продольной оси трубы), определяют по формуле
Р3 = V- =71 m/м, (XVIII.6) Ф1 +1
где Cv — грузовой коэффициент для нагрузки от автомобилей, определяемый по графику на рис. XVIII.66;
V — давление в т от одного заднего колеса автомобиля; для 13-тонного грузового автомобиля У=4,75 т;
§ б. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
45]
Рис XVIII.66. График для определения'коэффициента Cv
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки Р4 на трубы, укладываемые в траншее или под насыпью, от 60-тонного гусеничного трактора (продольная ось одной из гусениц проходит в вертикальной плоскости продольной оси трубы), определяют по формуле:
P4=/i —т/м, (XVIII.7
Ф1
где 64— давление на трубу от трактора, определяемое по графику на рис. XVIII.67;
fi—динамический коэффициент, определяемый по табл. XVI 11.25, в зависимости от высоты засыпки Я;
Ф1 — коэффициент нагрузки, принимаемый равным 1,5.
Примечание. График на рис. XVIII.G7 может быть иг пользован и для того, чтобы найти нагрузку от 25-тонного трактора; для этого случая значения, получаемые по графику следует умножить на величину 0,543.
Таблица XVIII.25
Значения динамических коэффициентов fi от нагрузок автомобилей (или тракторов) и f2 от нагрузок паровозов
Высота засып- Динамический Динамический
ки до верха трубы Н в м коэффициент fi коэффициент /3
0.5 1.7 1.9
0,7 1,5 1.6
0,9 1,3 1,3
1,1 1,05 1,1
1,2 1 1
Рис. XVIIL67. График для определен ия нагрузки в т/м
Ф1—коэффициент нагрузки, принимаемый равным 1,5;
1\—динамический коэффициент, определяемый из табл. XVII 1.25, в зависимости от высоты засыпки Н.
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки Рк на трубы, докладываемые в траншее или под насыпью, от проезжающего над ней паровоза, независимо от угла пересечения продольной оси трубы железнодорожным путем, определяют по формуле:
G. 2,18DJ<
= Т- = h , ' . . (XVIII. 8
Фх <pi(Z+l, 154//)
где К—коэффициент интенсивности нагрузки, принимаемый: в) для железнодорожных магистральных линий с нагрузкой класса 8 ^=8; б) для подъездных путей, промышленных предприятий с нагрузкой класса Н7 или Н6 (в зависимости от типа паровоза) соответственно К=7 или К=6;
I — длина шпалы, обычно равная 2,7 м\
Ф1—коэффициент нагрузки, принимаемый равным 1,5;
fi — динамический коэффициент, определяемый из табл. XVIII.25, в зависимости от высоты засыпки Н.
в) Нагрузки от собственного веса труб
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки Pq от собственного веса трубы определяют по формуле
= (XVIII.,
ф ф
•где гСр — радиус срединной поверхности трубы в м\ — объемный вес материала трубы в т/м\
с—толщина стенки трубы;
Ф — коэффициент нагрузки, принимаемый: а) пр.и укладке труб в траншее ф ' — по графику рис. XVI 11.64; б) при укладке труб под сплошной насыпью ф — по графику рис. XVIII.62.
29:
ГЛАВА XVJII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
452
г) Нагрузки от веса жидкости в трубе
Приведенную величину вертикальной линейной нагрузки Р? от веса жидкости в трубе определяют по формуле:
Р- = —= —— т/м, (XVIII. 10) Ф ф
где г—радиус внутренней поверхности трубы в м;
7з — объемный вес жидкости в т/м3;
ф — коэффициент нагрузки, принимаемый так же, как и в случае определения нагрузки от собственного веса труб.
7. Расчет труб
а) Безнапорные трубы
Гидравлический расчет безнапорных труб, предназначающихся для пропуска хозяйственно-бытовых, промышленных сточных и дождевых вод, производится в соответствии с указаниями «Норм и технических условий проектирования канализации населенных мест» (НиТУ 141-56)
Наибольшую расчетную скорость движения сточных вод в трубопроводе из бетонных и железобетонных труб принимают равной 5 м/сек, а наименьшую 0,7 м/сек при трубах диаметром до 500 мм включительно и 0,8 м/сек при трубах больших диаметров.
Минимальные уклоны трубопроводов хозяйственнобытовых сточных вод принимают:
при диаметре труб 125 мм....................0,01
я . 150 .................... 0,007
, „ . 200 .................... 0,005
„ „ „ 1 250 „ и более......... 0,0005
Расчетное наполнение в трубопроводах для отвода хозяйственно сточных вод принимают:
при диаметре трубы до 150 мм
„ » п 150—300 .
„ . „ 350—450 .
„ „ 500—900 „
» . „ более 900 „
не более 0,5 Dc „ „ 0,6 D.
» „ 0,7 De
. . 0,75 Dt
п . 0,9 D
где Do — внутренний диаметр труб.
При расчете труб ливневой канализации их наполнение принимают полным. .
При гидравлическом расчете канализационных сетей наибольшего распространения получила формула (НиТУ 141-56)
о = — А (XVI1I. и)
где v — скорость течения вод в трубопроводе в м/сек\ R — гидравлический радиус сечения;
/ — гидравлический уклон;
п — коэффициент шероховатости материала стенок труб, равный 0,013—0,014.
Практически гидравлические расчеты выполняют с помощью таблиц, номограмм и графиков.
Безнапорные бетонные и железобетонные трубы в соответствии с указаниями «Строительных норм и правил» (СНиП, глава П.Б-3) (см. § 2 главы V настоящего справочника) рассчитываются, как правило, по следующим предельным состояниям:
1) по первому предельному состоянию, т. е. несущей способности, когда
Мрасч^Мпр (XVIII. 12)
или
Ррасч<Рпр, (XVIII. 12')
где Мрасч—расчетный изгибающий момент от воздействия расчетных нагрузок в наиболее невыгодной комбинации;
^расч — суммарная расчетная нагрузка, приведенная к двум диаметрально противоположным сосредоточенным силам;
МПр — несущая способность сечения стенки трубы на изгиб или внецентренное сжатие;
РПр—предельная приведенная линейная нагрузка, которую труба в состоянии выдержать;
2) по третьему предельному состоянию, т. е. на трещиностойкость или раскрытие трещин в стенке трубы, когда
< Мтр (XVIII. 13)
или
а"р < атр, (XVIII. 13')
где Л4”р и А4Тр—соответственно момент от нормативных нагрузок в упругой стадии работы трубы и момент, воспринимаемый стенкой трубы при появлении трещин;
а"р и Огр — соответственно ширина раскрытия трещин от нормативных нагрузок и наибольшая допустимая ширина раскрытия трещин.
Трубы рассчитываются по упругой стадии их работы или с учетом свойств пластичности материалов. Все действующие на трубы нагрузки приводят к двум сосредоточенным диаметрально противоположным силам, т. е. к той схеме нагружения, которая имеет место при испытании трубы в прессе.
Величины эквивалентных нагрузок определяют по данным п. 6 настоящего параграфа.
При расчете круглой или круглой с основанием трубы (рис. XVIII.51, а и б) по упругой стадии наиболее опасным является сечение в ключе трубы, где
Мпр= 0,318РпРгср. (XVIII. 14)
В овоидальных трубах (рис. XVIII.51,в) с основанием шириной в пределах от 0,6 Do до Do значения моментов и нормальных сил для случая действия двух сосредоточенных нагрузок Р, расположенных по линии вертикального диаметра, определяются по данным табл. XVIII.26.
Таблица XVIII.20
Коэффициенты распределения нагрузки по сечениям трубы
Коэффициенты распределения нагрузки по сечениям, указанным на рис. XVIII. 50, в
А | Б В
М N М N М N
0,298 0,022 0,159 0,5 0,364 0,022
Примечание. Для вычисления моментов приведенные значения коэффициентов умножают на Рпр гср| а для вычисления нормальных сил — на Рпр.
При расчете круглых и круглых с основанием труб с учетом возникновения в стенке четырех пластических шарниров расчетные формулы имеют вид:
для сечения в ключе трубы
Мрасч = 0,25Pnp гср ; (XVIII. 15)
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
453
для сечения, расположенного по линии горизонтального диаметра
Часч= V-'-Mpac,; (XVIII. 16)
^pac4=V‘ (XVIII. 17)
Несущую способность бетонной трубы определяют по формуле
МпР= , (XVIII. 18)
0,0 где т — коэффициент условий работы стенки трубы, равный 0,9;
/?о — расчетное сопротивление бетона растяжению; b — расчетная ширина сечения (длина) трубы; с — толщина стенки трубы.
Площадь сечения арматуры и бетона подбирают, руководствуясь действующими «Нормами и техническими условиями проектирования бетонных и железобетонных конструкций» (НиТУ 123-55) (см. главу V настоящего справочника).
В круглых трубах со стенками одинаковой толщины в боках и в ключе и с арматурой, состоящей из двой-
ной симметричной спирали, размеры сечения бетона и арматуры можно определять по формуле
_ „ ^пРг 1
где
ma/?a^a = -V~ r—ГТ-------------- . (XVIII.18')
Л01 4" ^02
Рпр — величина приведенной трехлинейной разрушающей нагрузки в кг/пог. м\ г — внутренний радиус трубы в см\
fyji н Лог — полезная высота сечения соответствен-
но в ключе и в боку трубы;
m^Ra — условное расчетное сопротивление арматуры в ке/см2\
__ rna Ra Fa
100с/?и
При одиночном армировании расчетная формула принимает вид:
с= J-----• (XVIII.18’)
2 (1— a)m3R3Fa
Согласно требованиям ГОСТ 6482-53, спиральную арматуру в безнапорных трубах со стенками толщиной до 70 мм располагают в середине стенки по толщине. Однако в настоящее время имеется стремление применять одиночную арматуру в трубах со стенками толщиной до 100 мм, причем спираль ставят на расстоянии, равном 0,45 толщины стенки трубы, от внутренней поверхности трубы.
Расчет труб по третьему предельному состоянию, т. е. на образование трещин под действием нормативных нагрузок, производят на основе указаний § 5 главы V настоящего справочника.
б) Напорные трубы
Гидравлический расчет напорных водопроводных груб производят на основании указаний «Норм и технических условий проектирования наружного водопровода промышленных предприятий и поселков при них» (НиТУ 126-55) по таблицам, разработанным НИИ Водгео. Потери напора в железобетонных трубах принимают равными потерям, получающимся в неновых чугунных трубах.
При расчете труб используется формула
1 V2
1 = (XVIII. 19)
“р
где X — коэффициент сопротивления трению по длине, dp— расчетный внутренний диаметр трубы в м;
v — средняя скорость движения воды в м/сек\
q — ускорение силы тяжести, равно 9,81 м/сек2.
Формула получает в зависимости от скорости движения воды следующий вид:
при о 1,2 м/сек о2
< = 0,00107 ----; (XVIII.20)
d1’3
Р
при о <1,2 м/сек
и2 / 0,867 \0.з
/ = 0,000912 —11 +---------- . (XV1II.2I)
<3 \ р )
Подбор сечения бетона и арматуры напорных железобетонных труб с обычной арматурой производят по данным «Норм и технических условий проектирования бетонных и железобетонных конструкций» (НиТУ 123-55) (см. главу V настоящего справочника), а труб с предварительно напряженной арматурой — в соответствии с требованиями «Временных технических условий на трубы железобетонные предварительно напряженные напорные и соединительные муфты к ним» (ТУ 67-51/МСПТИ) и «Инструкции по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций» (СН 10-57) (см. главу VI настоящего справочника).
При определении нагрузок, приходящихся на трубы, следует руководствоваться указаниями пп. 5 и 6 настоящего параграфа.
Трубы рассчитывают на следующие комбинации нагрузок.
а) основное сочетание — давление земли, вес трубы, вес жидкости, наполняющей трубы, и внутреннее давление от рабочего напора с учетом гидравлического удара—Рпр:
б) дополнительное сочетание — давление земли, вес трубы, вес жидкости, наполняющей трубу, внутреннее давление от рабочего напора с учетом гидравлического удара и временная нагрузка на поверхности земли.
При расчете на дополнительное сочетание нагрузок внутреннее давление от рабочего напора с учетом гидравлического удара и временную нагрузку принимают с коэффициентом 0,9.
Величину расчетного изгибающего момента в стенке трубы от линейных расчетных нагрузок определяют по формуле
М = 0,318Рпргср, (XVIII. 22)
где гср—радиус срединной поверхности трубы;
Рпр — приведенная линейная расчетная нагрузка на единицу длины трубы (см. п. 6 настоящего параграфа).
Величину расчетного растягивающего усилия в стейке трубы от действия напора жидкости определяют по формуле
V = ЮОдпрГкг/лог.л/, (XVIII. 23)
где Рпр — внутреннее гидростатическое давление жидкости в кг!см1, определяемое по указаниям п. 6.
Стенки предварительно напряженных труб рассчи тьгвают на Прочность и трещиностойкость.
Трубы, укладываемые на поверхности земли или в тоннелях и не испытывающие воздействия внешнего дав
ления, рассчитывают как центрально растянутое сече-
ние по формулам:
V < m (₽H.yFH + R&.yFa)I
VT < F6Rp.y + Fa (300 — aa) + + FH(mTa0 4-300),
(XVIII.24)
(X VIII. 25)
где обозначения приняты такими же, как и в главе VI.
ГЛАВА XVIII. ВОДОПРОВОДНЫЕ И КАНАЛИЗАЦИОННЫЕ СООРУЖЕНИЯ
454
Трубы, находящиеся в условиях эксплуатации под воздействием внутреннего напора жидкости и внешнего давления, рассчитывают по предельному состоянию, определяемому по появлению трещин на внутренней поверхности ключа трубы. При этом принимается во внимание полная толщина стенки трубы, включая защитный слой, если он выполнен из цементно-песчаного эаствора. Обычную арматуру сердечника вследствие ее чалого- содержания в расчет не принимают. Расчет на прочность и трещиностойкость труб производят по указаниям СН 10-57.
В соответствии с пп. 34 и 35 СН 10-57 при расчете предварительно напряженных труб принимается:
1) коэффициент условий работы т=0,9;
2) коэффициент точности предварительного напряжения Шт ==0,9.
Расчет следует вести по формулам СН 10-57
< ± < Rpy Wo,
Ml-Ml6<R9,yW6.
здесь Mj, AfJ и M— соответственно момент внешних сил и момент сил обжатия относительно ядровой или условной ядровой точки, находящейся от центра тяжести приведенного сечения на расстоянии
тгб ТГо
гу = ; Гя = р—;
Гб.П * б- п
/?р.у— условное расчетное сопротивление бетона при растяжении (см. табл. V.4 настоящего справочника);
(Fo, — момент сопротивления приведенного сечения для растянутого краевого волокна соответственно «без учета и с учетом пластических свойств бетона.
При расчете целесообразно принять следующие упрощения:
1) ввиду небольшого количества кольцевой рабочей арматуры ее не принимают во внимание;
2) напряжения по высоте стенки сердечника от предварительно напряженной спирали считаются распреде-
М) ленными равномерно (при краевые напряжения
отличаются от средних не более чем на 1О°/о).
. _ Стр 71 Ва ‘-“Г--
Величину коэффициента Стр определяют по кривой графика на рис. XVIII.63;
Н 2,5
— = — = 1,08 ;
В 2,3
Стр = 0,9 .
Величину коэффициента +' принимают по кривой 2 графика на рис. XVIII.64:
+' = 1,97;
, 0,9.1,8.2,32
?! =-----------= 4,35 m/м.
4
1,97
Для трубы, укладываемой под насыпью, приведенную линейную расчетную нагрузку от земли определяют по формуле (XVIII.3):
D
• 1 Ф
Величину коэффициента С н находят по кривой 3 графика на рис. XVIII.61.
С„ =3,3.
Величину коэффициента + определяют по кривой 1 графика на рис. XVI 11.62:
+ = 2,06;
3,3.1,8.1,12 о л
= 3,48 т/л.
1 2,06
В соответствии с указанием =3,48 т/м.
б) Поверхностные нагрузки (2 грузовые машины). Величину вертикального давления от задних колес проезжающих грузовых автомобилей определяют по
Приведенную линейную расчетную них колес определяют по формуле „ , CvV
п. 6 принимают Ру
над трубой двух формуле XVIII.6. нагрузку от зад-
Величину коэффициента Cv определяют по графику на рис. XVI 11.66:
6^ = 0,165;
коэффициент fi равен единице;
Рз =
1.0,165.4,75
1,5
= 0,52 т/м.
8. Примеры расчета предварительно напряженных железобетонных напорных труб
Пример 1. Внутренний диаметр трубы Во=9ОО мм; наружный диаметр Dn — 1 100 мм; толщина стенки трубы с защитным слоем й=100 мм; толщина стенки сердечника с=80 мм; рабочий напор р=10 ати; глубина за-л ожени я до верха трубы /7=2,5 м; ширина траншеи согласно п. 6 настоящего параграфа: В= 1,1 + 1,2=2,3 м.
Укладка труб осуществляется нормальным способом. Грунт основания и засыпки — суглинок средней плотности 71=1,8 т/м3. Марка бетона сердечника 400.
1. Определить вертикальные нагрузки на трубу.
а) Давление земли. Для трубы, укладываемой в траншею, приведенную линейную расчетную нагрузку от земли определяют по формуле (XVIII.4)
в)и Собственный вес трубы. Приведенную линейную расчетную нагрузку от полного веса трубы определяют по формуле (XVIII. 9):
л 2*Гср72Л 2.3,14.0,5.2,5-0,1
----------TS-------= 0,41^.
Коэффициент +' принимают по кривой 2 графика на рис. XVI 11.64
+'=1,97 .
г) Вес воды в трубе. Приведенную линейную расчетную нагрузку от веса воды в трубе определяют по формуле (XVIII.10):
m 3,14-0,452.1 л
§ 6. БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ
455
Коэффициент ф' принимается по кривой 2 графика на рис. XVIII.64.
2. Определение расчетных усилий при совместном действии нагрузок.
Расчетные усилия в стенке трубы при совместном действии нагрузок определяют в соответствии с л. 7 настоящего параграфа.
а) Первая комбинация нагрузок (основное сочетание) :
Рпр = 3,48+ 0,41 +0,32 = 4,21 т/лс.
По формулам (XVIII.22) и (XVIII.23).
М —0,318-4,21-0,5 = 0,672/пж/л;
N = 100 (10 + 5) 45 = 67 500 кг!пог. м.
б) Вторая комбинация нагрузок (дополнительное сочетание) :
РпР = 3,48 + 0,9.0,52 + 0,41 +0,32 = 4,68 т/лс;
М = 0,318-4,68-0,5 = 0,745 тм/м;
# = 0,9-67,5 = 60,8/п/л.
Первая комбинация нагрузок
М = 0,672 тм'м; N = 67 fim/м.
Согласно табл. VI. 10 настоящего справочника bh2 100-Ю2
UZ6==7re = 1,75 — =1,75-------- =2 920 см*.
Потери предварительного напряжения (п. 6 § 2 главы VI настоящего справочника):
1) усадка 0,5-300=150 кг/см2;
2) ползучесть
л 0,75£ЕаЕ л 0,75-6 _
0,5 = 0.5 ~0 — = 322 кг!см*.
Здесь принято
= 6; рн
3) релаксация напряжений
0,05зо + 0,2(ао-0,65^!) =
= 0,05-13500 + 0,2 (13500 — 11 700) = 1 035 кг/см*;
4) смятие бетона под витками спиральной арматуры 300 кг/см2.
Сумма потерь
1 807 1 800 кг/см2.
После проявления потерь имеем:
он = тТ (ав — оп) = 0,9 (13 500 — 1 800) = 10 530 кг/см2.
Отсюда находим
Моб = абГс гу - гу =
= |Х. 10 530 • 8 • 100 • 2,92 = 246 • 10> кгсм,
Ес — площадь сердечника.
Подставляя все найденные величины в формулу (14) СН 10-57 [или формулу (VI.86)], получим
2,38-105 — 246-10> = 0,526 • 105;
2,64—0,525 И - 246
= 0,0086;
Ра = 0,0086-8-100 = 6,90 см2/пог.м.
Для бетона марки 400 из табл. V.4 настоящего справочника:
Ер. у = 18 кг/см2;
Ер.у 17б = 18-2 920 = 52 500 кгсм.
Вторая комбинация нагрузок
М = 0,745 тм/м; № = 60,8 т/м.
При определении находим предварительно гу е0 (рис. XVIII.68)
,1Гб
Гу Еб.п
2 920
10-100
= 2,92 см,
М 0,672
N ” 67,5
100 = 1 см;
В формуле (14) СН 10-57 вычисляем заново только значение МУ
М 0,745 _
е0 = — = ---------100 = 1,23 см;
9 N 60,8
Ер.у = 0,525-105 кг/см; ry = 2,92 cm;
= 60 800-4,15 = 2,52-10* кгсм;
М?б = 246 • 107) р кгсм.
Мв - М*о + 'у) =
Подставляем в формулу (14) СН 10-57
= 67500-3,92 = 2,64-10» кгсм.
2,52-105 _ 246-105 р= 0,525-105;
Предварительное напряжение, согласно п. 29 СН 10-57 (см. стр. 117 настоящего справочника), принимаем равным 0,75 ; тогда до проявления потерь
а0 = 0,75-18000 = \3600 кг/см2.
2,52—0,525
И “ 246
= 0,0081;
fa = 0,0081 -8-100 = 6,5 см*/пог. м.
Следовательно, наиболее опасным является первое сочетание нагрузок.
ЛИТЕРАТУРА
456
Пример 2. Размеры трубы, внутреннее давление, марки бетона и стали, условия укладки труб в землю приняты по данным примера 1. Сердечник труб имеет стальной сплошной цилиндр со стенкой 1,5 мм.
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения.
—• = п = 6 ; Fa = 0,15-100 = 15 см2!пог. м ;
Еб
Fa.n = nFa = 90 см2 ; 90-8 + 1000-5
Уц'т ~ 90 + 1 000
_____1 / 124-203
пР~ 2 \ 12 “ 12 /
— 1 090• 5,252 = до 000 — 30 300 = 9 700 см*;
9 700
W« = 5 25~ = 1 850 си3; W6 =
= 71Г0 = 1,75-1 850 = 3 240 см? ;
1Гб Rp.y = 3 240-18 = 58 300 кгсм;
П7б 3240
гу =------= — =2,96 см.
у F6.n 1090
Первая комбинация нагрузок
М = 0,672 тм/м; N = 67,5 т/м; е0 = — = см »
ЛИТЕРАТУРА
= 5,25 см;
24-123 \
1. Альбом габаритных схем основных зданий и сооружений яефтяной промышленности, вып. 1956 г., Гипронефтезавод (утвержден Министерством нефтяной промышленности СССР в Министерством строительства предприятий нефтяной промышленности СССР).
2. Временные технические условия на трубы железобетонные предварительно напряженные и соединительные муфты к ним (ТУ 67-51).
3. Водопроводные сетевые колодцы, вып. 1956 г., Гипро-«оммуиводоканал, № ВТ-10 (утверждены Министерством коммунального хозяйства РСФСР).
4. ГОСТ 6482-53, «Трубы бетонные и железобетонные, безнапорные».
5. ГОСТ 8020-56, «Детали железобетонные для сборных круглых колодцев водопроводных и канализационных сетей».
6. Давидсон М. Г., Кузьмин Е. Д., Новые способы повышения водонепроницаемости железобетонных сооружений, Госстройиздат, 1957.
7. И д а ш к и н С. И., Предварительно напряженный железобетонный резервуар из сборных элементов заводского изготовления, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
8. Изготовление и монтаж напорных напряженных железобетонных труб со стальным кожухом и гибкими стыковыми соединениями, ЦБТИ МСПМХП, М. 1957.
9. Казаков В. С., Стальные бесшатровые водонапорные башни, Сообщение № 36 ЦНИИС Минтрансстроя.
10. Канализационные смотровые колодцы, вып. 1956., Гипро-коммунводоканал, № КТ-6 (утверждены Министерством коммунального хозяйства РСФСР).
11. Клейн Г. К-, Расчет труб, уложенных в земле, Госстройиздат, 1957.
12. Коллекторы прямоугольного сечения из сборного железобетона, Мосподземпроект, вып. 1955 г.
13. Круглые колодцы диаметром от 1 до 2,5 м из сборных железобетонных элементов на нефтепроводах, водоводах и сетях водовнабжения, вып. 1956—1957 гг., Гипроспецпромстрой (б. Гип-роспецнефть) № Т-1004, Т-1005, Т-1006 (утверждены Министерством строительства предприятий нефтяной промышленности СССР).
14. Л ю д к о в с к и й И. Г., Развивать производство железобетонных труб, «Бетон и железобетон» № 6, 1957.
15. Михайлов В. В., Самонапряженный железобетон, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
16. Обобщение зарубежного опыта проектирования и строительства железобетонных резервуаров для воды и нефтепродуктов, вып. 1955 г., ВНИИСтройнефть.
17. О в с я н к и н В. И., Железобетонные напорные трубы, Стройиздат, 1951.
18. Попов А. Н. и Л и т в е р С. Л., Разработка технологии производства напорных труб из самонапряженного железобетона и их испытание, НИИЖБ, сборник трудов № 3, Госстройиздат, 1958.
19. Попов А. Н., Напорные железобетонные трубы с защитным слоем из водонепроницаемого расширяющего цемента,
МУ = 67 500-3,96 = 2,68-105 кгсм ;
= 10530-890-2,96 р. = 279-10* р.;
2,68’105-279-105 р. = 0,583-105;
2,68 — 0,583 л
р. =-----— -------= 0,0075 ;
г 279
Fa = 0,0075-905 = 6,78 см2/пог. м.
Вторая комбинация нагрузок
М — 0,745 тм/м\ N = 60,8 т/м ;
М . он = — = 1,23 см ;
N
М* = 60 800-4,19 = 2,55-105 ;
Mj6 = 279- Ю5 р. кгсм ;
Яр.у №б = 0,583-IO5 кгсм\
— 105 — 279 -105 pi = о,583.105;
2,55 — 0,583 л pi - -----—-------= 0,0071 ;
279
Fa = 0,0071-905 = 6,42 см2/пог. м.
сборник статей «Водонепроницаемый расширяющийся цемент и его применение в строительстве», Стройиздат, М. 1951.
20. Проектное задание на резервуары для воды, емкостью до 2 000 м\ вып. 1951 г., Гипроспецпромстрой (б. Гипроспецнефть) (утверждено Госстроем СССР).
21. Проектное задание на резервуары для воды, емкостью от 50 до 2 000 жЗ с применением сборного железобетона, вып. 1956 г., Гипроспецпромстрой (б. Гипроспецнефть) (утверждено Министерством строительства предприятий нефтяной промышленности СССР).
22. Проектное задание на железобетонные резервуары емкостью от 3 до 40 ж3, вып. 1956 г., Мосводоканалпроект (утверждено Мосгорисполкомом).
23. Проектное задание нефтеловушки из сборных железобетонных элементов для промыслов и нефтеперерабатывающих заводов, вып. 1956 г., Гипроспецпромстрой (б. Гипроспецнефть) № Т-961 (утверждено Министерством строительства предприятий нефтяной промышленности СССР).
24. Прямоугольные колодцы из сборных железобетонных элементов на нефтепроводах, водоводах и сетях водоснабжения, вып. 1955 г., Гипроспецпромстрой (б. Гипроспецнефть) № Т-937.
25. Рабочие чертежи железобетонного резервуара емкостью 5 000 жЗ для темных нефтепродуктов, вып. 1952 г., Гипроаз-нефть.
26. Рабочие чертежи нефтеловушек из сборных железобетонных элементов для нефтеперерабатывающих заводов, вып. 1956— 1957 гг., Гипроспецпромстрой (б. Гипроспецнефть) № Т-1023, Т-1034, Т-1035 (утверждены Министерством строительства предприятий нефтяной промышленности СССР).
27. Сапожников М. М., Неметаллические напорные трубопроводы, Госстройиздат, 1957.
28. Сборные железобетонные башни конструкции инж. Изаксона вып. 1956 г., Мосжелдорпроект, инв. № 6897
29. Сборные. железобетонные башни емкостью 25 жЗ, вып. 1956 г. Гипросельхоз, № 2028 (утверждено Министерством сельского хозяйства I февраля 1957 г.).
30. Сборные железобетонные колодцы на сетях водопровода и канализации, вып. 1956 г.. Харьковское отделение ГПИ Водоканалпроект, № ВКТ-652 (утверждено Министерством строительства предприятий металлургической и химической промышленности СССР).
31. Сборные железобетонные колодцы для водопроводных канализационных, водосточных,, газовых, электрокабельных телефонных статей, вып. 1955 г., Мосподземпроект (утверждены Мосгорисполкомом).
32. Трусов Л. П., Типовые проекты колодцев камеры на нефтепроводах и сетях водоснабжения, «Строительство предприятий нефтяной промышленности» № 7 1956.
- 33. ф о л о м е е в А. А., Оборудование для напряженного ар-мцрйванйя, Промстройиздат, 1957.
34. Хуберян К. М., Рациональные формы трубопроводов, резервуаров и напорных покрытий, Госстройиздат, 1956..
35. Четвернин Л. А., Канализационные коллекторы комбинированных типов, издательство Министерства коммунального хозяйства РСФСР, 1951.
36. Ч е т в е р н и н Л. А., Проектирование и строительство сборных железобетонных коллекторов. Госстройиздат, 1957.
ГЛАВА XIX
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
§ 1. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ТРУБЫ ПОД ДОРОЖНЫМИ НАСЫПЯМИ
Трубы устанавливаются под дорожными насыпями для пропуска пересекаемых дорогами периодических и небольших постоянных водотоков.
В отдельных случаях трубы многоочковой конструкции можно успешно применять вместо мостов и на водотоках со значительным расходом воды — до 50 м3 и более.
Трубы лучше обеспечивают однородность пути и дешевле в эксплуатации, чем мосты малых пролетов.
Трубы современных конструкций выполняются из сборного железобетона и бетона ib виде круглых или прямоугольных звеньев и блоков оголовков и фундаментов.
Проектирование труб сводится, как правило, к выбору соответствующих типовых элементов (звеньев и блоков) и компоновке из них сооружения.
При выборе типовых проектов следует учитывать, что даже для одного отдельного промышленного предприятия приходится строить как железные дороги, так и автодороги, а иногда и дороги городского типа (включая трамвайные пути). Поэтому целесообразно предусматривать применение унифицированных труб по типовым проектам, с одинаковыми конструктивными решениями вне зависимости от вида дорожной нагрузки.
1. Круглые трубы
Звенья круглых труб применяются диаметрами от 0,5 до 2,5 м. Длина звеньев — 1 м\ при более длинных звеньях для увязки общей длины трубы с шириной насыпи используются дополнительные укороченные звенья, так называемые доборные элементы. Звенья труб, работающих без большого напора, изготовляются из обычного (ненапряженного) железобетона. Для изготовления звеньев применяются: бетон марки 200, рабочая кольцевая арматура из горячекатаной гладкой стали марки Ст. 3 или стали периодического профиля марки Ст.5; поперечная арматура из горячекатаной гладкой стали марок Ст.З и Ст.0.
В отдельных случаях можно для устройства дорожных труб использовать стандартные звенья канализационных труб, если прочность их достаточна.
Расчетное давление на звенья от окружающей их засыпки определяется в зависимости от условий укладки труб, а именно: 1) под новой насыпью, без значительного заглубления трубы в грунт основания; 2) в траншее, прорытой в естественном грунте, или в узкой прорези в старой насыпи; 3) продавливанием трубы в
тело старой насыпи либо другим методом туннельной проходки.
Практические способы статического расчета труб для указанных выше случаев приведены в пособиях [1] и в главе XVIII настоящего справочника.
Влияние на трубы временной нагрузки (от поездов, автомобилей и т. п.) мало изучено. Обычно для учета его принимают во всех трех случаях укладки общий расчетный прием, основанный на предположении, что давление в земле от поверхностной нагрузки распределяется равномерно под некоторым углом к вертикали (30° под автодорогами и arctg 0,5 под железными дорогами), или на предположении, что земляное полотно ведет себя как упругое полупространство.
Трубы рассчитываются на те же подвижные нагрузки, что и мосты (см. § 2 и 3).
По 22
Рис. XIX.1. Сборный оголовок
портальный
Оголовки труб оформляют входные и выходные отверстия; их назначение — улучшать условия протекания воды в трубах и (благодаря их массивным формам) предохранять звенья труб от смещения вдоль оси трубы, которое иногда наблюдается при высоких насыпях. Особенно эффективны для труб, работающих с затопленным входом, так называемые обтекаемые оголовки в форме раструбов. В сборном железобетоне они решаются обычно в виде цельного конического звена, но могут быть также разрезаны и на отдельные, составляемые на месте части.
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
458
Необтекаемые оголовки чаще всего устраивают в виде вертикальной подпорной стенки (портала) с отверстием в месте сопряжения с трубой. Верх стенки иногда выполняют округленным или со скошенными углами для некоторого уменьшения объема кладки. Портальные оголовки можно выполнять из бетонных блоков (рис. XIX.1). Фундаменты входных оголовков одновременно служат экранами против фильтрации воды под трубу.
Фундаменты под звеньями труб устраивают лишь в особо неблагоприятных грунтовых условиях либо когда они требуются для повышения несущей способности звеньев, либо для предохранения их от смещения. Во всех остальных случаях звенья труб укладывают на естественное основание непосредственно или на подушку из песка, гравия, щебня, глинобетона и т. п. применительно к характеру местных грунтов и наличию местных материалов.
В зоне грунтовых вод фундаменты удобнее возводить монолитными. Вне этой зоны фундаменты могут быть сборными из отдельных блоков.
2. Прямоугольные трубы
Разрезку тела прямоугольных труб при больших отверстиях можно производить не только поперечными швами, как это принято для круглых труб, но и дополнительными продольными с целью получения более легких элементов, которые можно транспортировать и собирать менее мощными средствами.
3. Данные по действующим типовым проектам унифицированных труб
а) Круглые железобетонные трубы1
В проекте даны рабочие чертежи труб диаметром 0,8; 1 и 1,5 м. Для труб диаметром 1,5 м предусмотрены два типа звеньев: нормальные (Н) и усиленные (У). Для остальных труб дан только один тип звеньев (Н).
Рис. XIX.2. Торцы звеньев труб диаметром 1 м а — фальцевые; б — гладкие, /—цементный раствор в составе 1:2;
2 — просмоленная пакля
В проекте приводятся величины наименьшей и наибольшей высоты насыпей, при которой допускается укладка труб в зависимости от вида движения на дороге, категории грунта в основании труб и наличия или отсутствия фундамента под звеньями.
Длина звеньев принята 1 м. Марка бетона не ниже 200, арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5 в виде спиральных обмоток. Звенья даны в двух вариантах — с гладкими концами
и с фальцами (рис. XIX.2). Звенья с гладкими концами предназначены для укладки на фундаменте. Для бес-фундаментных труб требуются звенья с фальцами, так как фальцевые стыки устраняют просадку отдельных звеньев, способную вызвать расстройство швов.
Швы между звеньями забивают просмоленной паклей во избежание большой фильтрации воды в насыпь и вымывания из последней частиц грунта. С этой же целью звенья с гладкими концами сверху и с боков обкладывают после их установки слоем мятой глины толщиной 150 мм.
В проекте предусмотрены различные основания под трубами для разных геологических условий.
Основные показатели звеньев труб приведены в табл. XIX.1.
Т а блица XIX.1
Основные показатели звеньев круглых труб
Диаметр звена в м Тип звена Толщина стенки в мм Объем железобетона в зве -не в м3 Вес арматуры в звене в кг Вес звена в т
0,8 Н 100 0,28 28 0,73
1 Н 120 0,42 38 1,09 ’
f Н 140 0,72 66 1,87
1,5 1 У 180 0,94 104 2.44
В проекте предусмотрены четыре вида оголовков труб:
а) монолитные бутобетонные; б) железобетонные обтекаемые; в) железобетонные необтекаемые; г) сборные портального типа.
Последние (рис. XIX.1) получили наибольшее применение на дорогах промышленных предприятий. Они состоят из отдельных блоков из бетона марки не ниже 150; число блоков от 5 до 8 на каждый оголовок в зависимости от диаметра трубы. Блоки устанавливаются с перевязкой швов на цементном растворе марки 50. Основные показатели этих оголовков приведены в табл. XIX.2.
Таблица XIX.2
Основные показатели сборных портальных оголовков круглых труб
Диаметр трубы в м Объем бетона в одном оголовке в лс3 Число блоков в одном оголовке Наибольший вес блока в т
0,8 2,2 5 1,2
1 2,9 7 1,5
1,5 5 8 2.1
б) Сборные прямоугольные трубы1
В проекте приведены рабочие чертежи прямоугольных труб (рис. XIX.3) отверстием 1,5; 2; 2,5 и 3 м.
Для каждого вида отверстий предусматриваются два типа звеньев: для укладки под насыпями высотой до 7 м и до 14 м при железнодорожной нагрузке Н-8 или автодорожной нагрузке Н-18 и НК-80.
Звенья труб имеют корытообразную форму, с выступами в стенках, благодаря которым обеспечивается перевязка швов в двух направлениях,—вдоль и вверх
I См. проект ГПИ Промтравспроект, выв. >М2, 1057.
• См. проект ГПИ Промтравспроект, вып. 2567, 1958.
§ 2. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ МОСТЫ
459
Таблица XIX.4
Основные показатели оголовков прямоугольных труб
Высота оголовка в м Объем железобетона в одном оголовке В АС3 Вес арматуры в одном оголовке в кг Число блоков в одном оголовке Наибольший вес блока в т
1 1.8 230 7 0,75
1,4 2,7 350 9 0,75
1.8 3,6 482 И 1,75
2.2 4.9 672 15 0,75
2,6 6.1 872 17 1,75
б) в)
§ 2. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ МОСТЫ
Рис. XIX.3. Прямоугольная труба с перевязкой швов
а — продольный разрез по оси трубы; б — поперечные разрезы трубы (по 1 — 1 и 2 — 2); в— вертикальные разрезы звеньев трубы; 1 — звено; 2 — полузвено; 3 — повышенное звено
грубы. Этим устраняется возможность просадки и смещения звеньев труб относительно друг друга и тем самым надобность в устройстве массивных оголовков — упоров и фундаментов под звеньями (исключая случай особо неблагоприятных геологических условий).
Длина звеньев труб принята 1 м, полузвеньев 0,5 м. При обтекаемых оголовках вводятся дополнительные повышенные звенья с наклонным потолком.
Стенки оголовков даются в двух вариантах — монолитные и сборные; последние состоят из плоских стеновых плит и фундаментных блоков.
Сборные элементы труб изготовляются из бетона марки не ниже 200; для рабочей арматуры применяется горячекатаная сталь периодического профиля, марки Ст.5. Основные показатели звеньев труб приведены в табл. XIX.3, а оголовков — в табл. XIX.4.
Т а б л и ц a XIX.3
Основные показатели звеньев прямоугольных труб
)Ы в м Высота сечения трубы в м в м Объем железобетона В JM3 Вес арматуры в кг Вес элемента в т
»ерстие труб овышенным ном повышен-о звена :ота насыпи со ав я <и со со ,ышенного па Я X ео а» со мшенного на ее Е со X со со (ышенпого на
Е 0Q со с-4> о 3 а» п е? о О ш а» со о о а а» 5 о а
О О СО Ю X СП со Е Е СО со Е Е СО со Е Е со
1,5 1.4 1 7 14 0,4 0,5 0.2 0,5 70 95 39 65 1 1,3 0,5 1.3
2 1,8 1.4 7- 14 ,6 0,7 0,3 0,7 112 148 53 80 1.5 1.75 0,75 1,75
2,5 2,2 1.8 7 14 0,9 1.1 0,45 0,9 154 222 65 111 2,25 2,75 1.1 2,25
3 2,6 2,2 7 14 1.2 1,5 0,6 1,25 210 297 77 143 3 3,75 1,5 3,1
1. Нагрузки и габариты приближения
Проектирование мостов производится по специальным техническим условиям [2], [8].
Влияние подвижного состава на однопутные железнодорожные мосты учитывается следующими нормативными нагрузками [2], [6],- [8].
Для дорог нормальной колеи (1 524 мм) временная вертикальная нагрузка НК принимается равной произведению нагрузки Н на класс нагрузки К, где значения Н (в т/м) определяются по табл. XIX.5., в зависимости от длины эагружения и от положения наибольшей ординаты линии влияния треугольного очертания; множитель К (класс нагрузки) для железобетонных мостов на промышленных железных дорогах назначается равным 7, если дорога не подлежит передаче в ведение Министерства путей сообщения, в противном случае К принимается равным 8.
Таблица XIX.Б
Значение величины вертикальной нагрузки Н
Длина за гружения в м Значение нагрузки Н в т'м при положении наибольшей ординаты линии влияния треугольного очертания
на конце | в четверти в середине
6 2.8 2,26 2,26
8 2,63 2,28 2,28
10 2,42 2,16 2,16
12 2,29 2,05 1,98
14 2,16 1,97 1,88
16 2,03 1,88 1,82
18 1,95 1,77 1,79
20 1,88 1.69 1,74
25 1,77 1,61 1,59
30 1,73 1,56 1,52
35 1,7 1,55 1,46
40 1,65 1,52 1,44
45 1,61 1,46 1,44
50 1,58 1,43 1,43
Для дорог узкой колеи (750 мм) временная вертикальная нагрузка принимается по расчетной схеме, показанной на рис. XIX.4.
Рис. XIX.4. Расчетная схема железнодорожной нагрузки для колеи 750 мл
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
460
Если условия производства или положение трассы исключают возможность обращения локомотивов с нагрузкой на ось 6,5 т или если в регулярном обращении находятся паровозы с нагрузкой на ось более 6,5 т, расчет должен производиться по схеме фактических нагрузок.
Временная вертикальная нагрузка для расчета тротуаров принимается независимо от ширины колеи дороги:
для мостов с балластным корытом — 1 000 кг/м2’, для мостов без балласта — 400 кг/м2.
При назначении генеральных размеров мостов и путепроводов необходимо учитывать, что они не должны заходить внутрь установленных габаритов приближения строений [2], [8j как на мосту, так и под ним (для путепроводов). Должны быть также соблюдены в соответствующих случаях судоходные и сплавные габариты [3] и нормы возвышения над расчетным горизонтом высоких вод и ледохода.
Мосты на промышленных дорогах чаще всего возводятся балочной системы, состоящей из отдельных пролетных строений и опор. Эта система удобно выполняется из сборных конструкций.
2. Пролетные строения
Основной областью применения сборного железобетона для мостов на промышленных железных дорогах нормальной колеи являются балочные пролетные строения с пролетами в свету от 6 до 23 м. При больших пролетах усложняются транспортирование и монтаж сборных элементов, особенно когда работы производятся неспециализированной строительной организацией; поэтому сборный железобетон для мостов с такими пролетами применяется реже.
Для проемов (отверстий) менее 6 м обычно более экономичным решением оказываются трубы.
По устройству мостового полотна железнодорожные пролетные строения подразделяются на балластные и безбалластные. В первом случае путь укладывают по слою балласта на шпалах. Во втором — рельсы укладывают непосредственно на плиту проезжей части, а если плиты нет, то на деревянные поперечины, опирающиеся на балки. Безбалластные пролетные строения более экономичны и имеют меньшую строительную высоту, что снижает также стоимость подходов к мостам, особенно к путепроводам. Однако вследствие эксплуатационных недостатков (нарушения однородности пути и несовершенства отдельных конструктивных деталей) они не нашли еще широкого распространения.
3. Данные по действующим типовым проектам сборных железобетонных пролетных строений длй мостов на железных дорогах
а) Двублочные пролетные строения из предварительно напряженного железобетона для мостов на промышленных железных дорогах шириной колеи 1 524 мм*. В проекте даются рабочие чертежи строений (рис. XIX.5) с пролетами в свету 10; 12 и 15 м под нагрузку Н-7 только на прямых участках пути.
Каждое строение разделяется вертикальным продольным швом на две балки с нижней полкой, развитой для размещения арматурных пучков, и верхней широкой полкой, образующей плиту балластного корыта. С целью уменьшения веса балок тротуары отделены от
•См. проект ГПИ Промтранспроект, вып. 2504—2506, 1958.
них и состоят из отдельных железобетонных консолей» прикрепляемых к бортам балластного корыта после установки балок, и железобетонных пли г, укладываемых по консолям.
Объединение балок между собой предусмотрено в диафрагмах металлическими болтовыми стыками.
Рис. XIX.5. Двублочное пролетное строение
3U00
Рис. XIX. 6. Сборное плитное пролетное строение
Для балок применяется бетон марки 400, для тротуарных блоков — марки 300. Рабочая арматура балок состоит из предварительно напряженных пучков стальной высокопрочной проволоки диаметром 5 мм (по ГОСТ 7348-55).
Рабочая арматура балок и тротуарных блоков выполняется из горячекатаной стали периодического профиля и гладкой марок 25Г2С и Ст. 3.
Основные показатели двублочных пролетных строений приведены в табл. XIX.6.
Таблица XIX.Я
Основные показатели двублочных пролетных строений для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Пролет в свету в м Расчетный пролет в лс Полная длина в лс Строительная высота в м Объем железобетона В ЛС3 Вес арматуры в кг Наибольший вес блока в т
в пролете на опоре
10 10,6 11,5 1,7 1,96 18,5 3 330 21,3
12 12,6 13,5 1,7 1,96 21 3 970 23,8
15 15,6 16,5 2,1 2,36 28,1 4 840 32,5
б) Плитные пролетные строения из предварительно напряженного железобетона для путепроводов на про-
§ 2. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ МОСТЫ
461
мышленных железных дорогах шириной колеи 1524 мм*. В проекте даются рабочие чертежи безбал-ластных строений с пролетами 10, 12 и 15 и под нагрузку Н-7 на прямых участках пути. Каждое строение разделяется вертикальными продольными швами на отдельные блоки — два при пролете 10 м и четыре при пролетах 12 и 15 м (рис. XIX.6).
Объединение блоков для их совместной работы под эксплуатационной нагрузкой достигается с помощью поперечных арматурных пучков, пропускаемых через каналы в блоках и натягиваемых домкратами мощностью 50 т.
Бетон и арматура применяются такие же, как и для двублочных пролетных строений мостов (см. п. 3 «а»). Основные показатели предварительно напряженных пролетных строений приведены в табл. XIX.7.
Таблица XIX.7
ны без учета их совместной работы с плитой проезжей части.
Диафрагмы для пролетов 10, 12 и 15 м бетонируются на месте сборки.
Все сборные элементы выполняются из бетона марки 300, кроме балок для пролета 15 ж, для которых предусмотрено применение бетона марки 400.
Для бетонируемых на месте соединений допускается применение бетона марки не ниже 200.
Рабочая арматура принята из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, остальная арматура — из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений приведены в табл. XIX.8.
Таблица XIX.8
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Основные показатели предварительно напряженных пролетных строений для путепроводов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Пролет в свету в м Расчетной пролет в м Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в л<3 Вес арматуры в кг Число блоков Наибольший вес блока в т
в пролете на опоре
10 10,6 11,5 0,66 0,98 28,5 5 270 2 33,8
12 12,6 13,5 0,76 1,08 39,5 7 200 4 24,2
15 15,6 16,5 0,85 1,17 53,1 9 630 4 33
Строительная высота в м
в пролете
на опоре
Балластные
6,7 7,3 1,52 1,57 11,3 ЗОЮ 6 8,3
8,7 9,3 1,67 1,72 16,2 4 850 8 12,6
10,8 11,5 1,67 1,83 22,7 7 090 10 9
12,8 13,5 1,87 2,03 28,1 8 980 12 11,4
15,8 16,5 1,87 2,03 35,6 13 470 14 14,8
8,3
12,6 9
И,4
14,8
в) Сборные железобетонные пролетные строения для мостов на промышленных железных дорогах шириной колеи 1524 мм**. В проекте даются рабочие чертежи балластных и безбалластных строений (рис. XIX.7) с пролетами в свету 6; 8; 10; 12 и 15 м под нагрузку Н-7.
Балластные строения ставятся на прямых и на кривых участках пути; безбалластные — только на прямых.
б)
KQOO -----
6 8
10 12
15
Безбалластные
6 6,7 7,3 1,18 1,22 12,3 3 850
8 8,7 9,3 1,33 1,37 17,4 5 650
10 10,8 11,5 1,33 1,49 24,3 7 910
12 12,8 13,5 1,53 1,69 29,9 10 050
15 15,8 16,5 1,53 1,69 37 15 200
г) Цельноперевозимые и двублочные пролетные строения из предварительно напряженного железобетона для мостов на магистральных железных дорогах шириной колеи 1 524 мм*. В проектах даются рабочие чертежи цельноперевозимых строений (рис. XIX.8) с расчетными пролетами 12,8 и 15,8 ж, а также двублоч-
Рис. XIX.7. Сборное пролетное строение с четырьмя балками
а — балластное; б — безбалластное
Проект предназначен для строительства в условиях отсутствия необходимых подъемно-транспортных средств для монтажа сборных элементов весом более 15 т.
Конструкция каждого строения состоит из четырех балок, объединенных попарно диафрагмами и перекрытых сверху сборными плитами, причем балки рассчита-
Рис. XIX.8. Цельноперевозимое пролетное строение
ных строений (рис. XIX.9) с расчетными пролетами 18, 22,9 и 26,9 м под нагрузку Н-8 на прямых и на кривых участках пути.
Двублочные строения разделяются вертикальным продольным швом на два однореберных блока, объе-
• См. проект ГПИ Промтранспроект, вып. 2484—2487, 1957.
♦* См. проект ГПИ Промтранспроект, вып. 2369—2379, 1955.
• См. проект Лентрансмостпроекта, инв. № 7881, 1957.
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
462
динеине которых после установки в проектное положение производится омоноличиванием всех диафрагм в нх средней части.
Бетон цельноперевозимых строений и сборных блоков принят марки 400, а бетон для омополичивания диафрагм — марки 300.
ний пролетами 6 и 8 м принят марки 250; пролетом 10 м — марки 300; пролетами 12 и 15 м — марки 350.
Рабочая арматура принята из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст.5, остальная арматура — из гладкой стали марки Ст.З.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX. 10.
ЬООО
Рис. XIX.9. Двублочное пролетное строение с омоноличиванием всех диафрагм
1 — омоноличивание бетоном
Рабочая арматура балок состоит из предварительно напряженных пучков стальной высокопрочной проволоки диаметром 5 мм (по ГОСТ 7348-55); рабочая арматура плиты — из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст.5, а остальная арматура из гладкой стали марки Ст.З. Основные показатели двублочных цельноперевозимых предварительно напряженных пролетных строений приведены в табл. XIX.9.
Таблица XIX.10
Основные показатели цельноперевозимых железобетонных пролетных строений для мостов
Примечание. В числителе дроби указан объем материалов и вес блоков при коротких консолях, в знаменателе —при длинных консолях.
Таблица XIX.9
Основные показатели цельноперевозимых и двублочных предварительно напряженных пролетных строений для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Расчетный пролет в м Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в л<3 Вес арматуры в кг Число блоков Наибольший вес блока в т
в пролете на опоре
12,8 13,5 1,75 1,95 18,6 20 4 900 5 200 1 50 54
15,8 16,5 1,95 2,15 23,6 25,4 7 400 7 700 1 62,6 67,1
18 18,7 1,95 2,15 35,9 8 400 2 49,6
22,9 23,6 2,35 2,734 46,9 11 700 2 63
26,9 27,6 2,75 3,134 59 13 800 2 79
Примечание. В числителе дроби указан объем материалов и вес блоков при коротких консолях, в знаменателе — при длинных консолях.
е) Цельноперевозимые и двублочные железобетонные пролетные строения с пониженной строительной высотой для мостов на магистральных железных дорогах шириной колеи 1524 мм*. В проекте даются рабочие
Рис. XIX. 10. Двублочное пролетное строение с четырьмя балками а — при длинных консолях при коротких консолях
д) Цельноперевозимые железобетонные пролетные строения для мостов на магистральных железных дорогах шириной колеи 1524 мм*. В проекте даются рабочие чертежи строений (рис. XIX.8) под нагрузку Н-8 на прямых и кривых участках пути.
Данные приводятся лишь для наиболее часто применяемых пролетов: 6, 8, 10, 12 и 15 м. Бетон для строе-
чертежи цельноперевозимых строений (рис. XIX.8) с пролетами в свету 6, 8, 10, 12 и 15 ж и двублочных (рис. XIX.10) с пролетами 12 и 15 м под нагрузку Н-8 на прямых и на кривых участках пути.
Двублочные строения разделяются вертикальным продольным швом на два самостоятельных двухребер
• См. проект Лентрансмостпроекта, инв. № 4769, 1952.
* См. проект Лентрансмостпроекта, инв. № 6503, 1954.
§ 2. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ МОСТЫ
463
вых блока, не требующих соединения друг с другом после установки.
Бетон для строений принят марки 350. Рабочая арматура — из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст.5, остальная — из гладкой стали марки Ст.З.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.11.
Таблица XIX.11
Основные показатели цельноперевозимых и двублочных железобетонных пролетных строений для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Пролет в свету в м Расчетный пролет в м Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в л<3 Вес арматуры в кг Число блоков Наибольший ,вес блока в т
в пролете на опо- ре
6 6,7 7,3 1,25 1,296 9,4 9,9 2 840 2 980 1 25,1 26,3
8 8,7 9,3 1,45 1,676 13,6 4 010 1 36,2
14,3 4 180 37,9
10,8 11,5 1,6 1,826 17,9 5 940 1 45,9
10 18,8 6 140 48,2
12 12,8 13,5 1,75 1,976 22,2 23,2 7 710 7 940 1 58,8 61,3
15 15,8 16,5 1,95 2,176 30,4 31,6 11 500 И 890 1 7,91 83,1
12 12,8 13,5 1,75 1.936 23,1 7 260 2 31,5
24,2 7 350 32,9
15 15,8 16,5 1,95 2,136 31,4 10 850 2 42,6
32,9 10 970 44,4
Примечание. В числителе дроби указан объем материалов и вес блоков при коротких консолях, в знаменателе — при длинных консолях.
ж) Двублочные железобетонные пролетные строения для мостов на железных дорогах шириной колеи 750 мм*. Проект содержит рабочие чертежи пролетных строений (рис. XIX.11) с полной длиной 5 и 7,5 м под нагрузку паровозом с давлением на каждую ось до 6,5 т.
Рис. XIX.11. Пролетное
строение мостов на железных ^дорогах шириной
колеи 750 мм
Строения приняты безбалластной конструкции и состоят из двух самостоятельных балок, соединяемых насадкой на опорах и верхними безраскосными связями
из стальных уголков. Балки даны в двух вариантах: из обычного и предварительно напряженного железобетона.
По балкам уложено мостовое полотно из деревянных поперечин сечением 180X200 мм, ездовых рельсов и контррельсов, охранных брусьев и досок настила.
Для пролетных строений принят бетон марки 300; не напряженная арматура из горячекатаной гладкой стали марки Ст.З, напряженная арматура — из пучков высокопрочной стальной проволоки диаметром 5 мм.
Основные показатели пролетного строения приведены в табл. XIX. 12.
Таблица XIX.12
Основные показатели двублочных железобетонных пролетных строений для мостов железных дорог шириной колеи 750 мм
Полная длина в м Вид арматуры Главные балки Мостовое полотно
объем железобетона в м3 вес арматуры в кг вес одной балки в т объем лесоматериала в л<8 вес связей и поковок в кг
5 Обычная и предварительно напряженная 2,66 1,8 482 470 3,3 4,5 2,76 653
7,5 Обычная и предварительно напряженная 4 2,62 1 198 676 5 3,3 4,38 1 072
4. Опоры
Опоры мостов подразделяются на береговые (устои> и промежуточные (быки).
Промежуточные опоры (быки) не подверженные сильным ударам льда или плавающих предметов, решаются в виде легких конструкций, удобных для применения сборного железобетона: свай, стоек (прямоугольных или трубчатых) и рам. При значительном ледоходе возникает необходимость проектировать опоры более массивных конструкций. Решение в виде кладки из крупных бетонных массивов с большими горизонтальными постелями не получило пока широкого распространения из-за трудности создать надежное заполнение швов между ними. Попытки расчленить опоры на более мелкие массивы или разрезать на крупные вертикальные элементы также не вышли еще из стадии опыта.
Частичным решением вопроса является применение сборных оболочек с последующим заполнением их бетоном на месте строительства.
Береговые опоры (устои) мостов, защищенные от дейсгвия ледохода, решаются в сборном железобетоне в виде свай и рам.
5. Данные по действующим типовым проектам сборных железобетонных опор для мостов
на железных дорогах
а) Свайные опоры под железобетонные пролетные строения для мостов на промышленных железных дорогах шириной колеи 1524 мм*. Опоры запроекти-
* См. проект Гипроторфа, № 083-55, 1955.
* См. проект ГПИ Промтранспроекта, вып. 2423, 1956.
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
464 «=
Рис. XIX.12. ^Свайные промежуточные опоры
а — однорядная; б — двурядная с вертикальными сваями;в — двурядная с наклонными сваями; 1 — фасад; 2 — боковой вид
Рис. XIX.13. Свайная береговая опора
1 — фасад; 2 — боковой вид t
рованы для сборных строений с пролетами в свету 6, 8, 10, 12 и 15 м (по проектам ГПИ Промтранспроект, вып. № 2369—2379 и 2408—2412, 1955—1956 гг.) под нагрузку Н-7. Они могут применяться в местах, где грунты допускают забивку свай, на водостоках без ледохода или со слабым ледоходом.
При ледоходе с льдом толщиной от 15 до 30 см опоры должны быть защищены от ударов льдин. Опоры этого типа не применимы на горных реках, где наблюдается перемещение валунно-галечниковых отложений по дну русла, а также на реках со значительным кор-чеходом.
В проекте предусмотрены конструкции промежуточных опор (рис. XIX. 12): однорядная с четырьмя вертикальными сваями и двурядная с восемью наклонными сваями, а также конструкция береговой опоры (рис. XIX.13).
Ниже приводятся данные о двурядной опоре с восемью вертикальными сваями.
Сваи поверху соединены насадками, на которые опираются пролетные строения. Сваи применяются квадратного поперечного сечения 300X300, 350X350, 400Х Х400 и 450X450 мм. На насадках береговых опор предусматривается устройство оградительных щитов для сопряжения концов моста с насыпью.
В проекте приводятся указания по выбору типа опор, сечения свай и минимальной допустимой глубины их забивки и зависимости от величины примыкающих к опоре пролетов, высоты опор и характера грунтовых напластований.
Бетон для опор принят марки 300; арматура из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5.
Основные показатели для свай приведены в табл. XIX. 13, для насадок в табл. XIX. 14, для оградительных щитов в табл. XIX. 15.
Таблица XIX.13
Основные показатели свайных опор (свай) под железобетонные пролетные строения для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
На 10 м длины сваи сечением в мм
300X300 350x350 400 x 400 450x450
объем железобетона в л<3 вес арматуры I в кг вес сваи в т | объем железобетона в м3 вес арматуры в кг вес сваи в т | объем железобетона в л<3 вес арматуры в кг вес сваи в т | объем железобетона в л<3 вес арматуры в кг | вес сваи в т
0,89 275 2,2 1,21 352 3 1,56 415 3,9 1,98 496 5
Таблица XIX.14
Основные показатели свайных опор (насадок) под железобетонные пролетные строения для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Тип опоры На одну насадку
объем железобетона в л3 вес арматуры в кг число блоков наибольший вес блока в т
Однорядная . . . 6 430 1 13,5
Двурядная . . . 9,1 820 2 9
§ 2. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ МОСТЫ
465
Таблица XIX.15
Основные показатели свайных опор (оградительных щитов) под железобетонные пролетные строения для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Пролеты в ж гов Длина щитов в мм На одну опору
четырех- двублоч- 1 объем вес
блочные ные про- боко- торцо- желе- арма -
пролетные строения летные строения Высо' в мм вых вых зобетона В Mz туры в щитах в кг
6 8 1220 2 100 3 400 1,79 226
8 — 1 370 2 100 3 400 1,96 244
10 — 1 490 2 100 3 400 2,11 259
— 10 и 12 1 530 2 100 3 400 2,15 275
12 и 15 — 1 690 2 400 3 400 2,52 319
— 15 1 780 2 400 3 400 2,64 317 —
б) Рамные опоры под железобетонные пролетные строения для мостов и путепроводов на промышленных, железных дорогах шириной колеи 1 524 мм*.
Условия применения рамных опор (рис. XIX. 14) те же, что и свайных (см. п. 5 «а»).
Каждая опора состоит из двух рам, перекрытых плитой — насадкой. Береговые опоры снабжены переходными элементами для плавного сопряжения моста с насыпью.
Фундаменты опор запроектированы монолитными из бетона марки 300. Та же марка бетона принята и для всех сборных элементов опор. Арматура опор выполняется из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5. Основные показатели рамных опор, приведены в табл. XIXЛ 6.
Таблица XIX.16
Основные показатели рамных опор под железобетонные пролетные строения для мостов и путепроводов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Тип опоры Высота насыпи в м Сборные элементы Монолитный фундамент
объем железобетона в м9 вес арматуры в кг наибольший вес элемента в m объем железобетона В JM3 вес арматуры в кг
Промежуточная . 3 7,3 880 8,2 23,4 1 190
4 8 970 8,2 23,4 1 190
5 10,8 1 890 8,2 28,3—34,3 1 350—1 580
6 И,8 2 920 8,7 28,3—38,2 1 350-1 820
7 15,7 3 830 П,9 32,9—38,2 1 560—1 820
8 18,7 4 280 14,6 35,3—44,5 1 640—2 06G
9 22,6 4 820 18,1 38,7—44,5 1 790-2 ОэО
Береговая 3 18,1 1 760 11,8 34,3—38,7 1 540—1 810
4 19,1 1 770 11,8 34,3—38,7 1 540-1 810
5 20,9 2 240 11,8 36,1—38,7 1 630—1 710
6 22 2 810 11,8 37,9—48,2 1 630—1 920
7 26,8 6 510 16,1 54,9—60,9 2 030—2 330
8 29,2 7 550 19,2 56.5—64,3 2 190—2 50С
9 31,2 8 140 21,7 56,8—67,1 2 190—2 640
Примечание. Объем железобетона меняется в зависимости от расчетного сопротивления грунта (2, 2,5, 3 и 3,5 кг1см*у, в табл. XIX. 16 приведены крайние пределы.
в) Опоры в сборных оболочках под железобетонные пролетные строения для мостов на промышленных железных дорогах шириной колеи 1524 мм**.
Рис. XIX. 14. Рамные опоры промежуточная при насыпях высотой 3—6 м; б — промежуточная при насыпях высотой 6—9 м; в —береговая при насыпях высотой 3—6 м; г — береговая при насыпях высотой 6—9 м; 1 — фасад; 2 — боковой вид; 3 — вид со стороны пролета
* См. проект ГПИ Промтражспроект, вып. 2425, 1956.
♦♦ См. проект ГПИ Промтражспржект, вып. 2424, 1956.
30 Зак. 2065
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
466
Конструкция опор в сборных оболочках разработана только для промежуточных опор на водотоках с ледоходом (рис. XIX.15).
Высота опор (считая от верхнего обреза фундамента до <верха подферменника) предусматривается от 2,5 до 6,5 м с изменением через 1 м.
Таблица XIX.17
Основные показатели опор в сборных оболочках под железобетонные пролетные строения для мостов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Рис. XIX.15. Промежуточные опоры в сборных оболочках
а — высотой Н = 2,5 ч- 3,5 м; б — высотой Н = 4,5 ч- 6,5 м\ 1 — фасад; 2 — разрез; 3 — боковой вид; 4 — продольный разрез
Сборными являются внешние железобетонные оболочки подферменника и тела опоры, собираемые из бетонных блоков с очертаниями в плане, соответствующими обтекаемой форме опор. Блоки опоры устанавливаются друг на друге в количестве, определяемом выбранной высотой опоры; затем сверху устанавливается сборная железобетонная оболочка подферменника. Внутренняя полость опоры заполняется бетоном на месте. Фундаменты опор бетонируются также на месте. В проекте даны размеры фундаментов в плане в зависимости от высоты опор, размеров примыкающих пролетов, глубины заложения фундамента 2 и 3 м) и расчетного сопротивления грунта (2, 3 и 4 к,г!см2).
Марка бетона для оболочки подферменника и его заполнения принята 200, для прочих частей опоры 150. Арматура предусмотрена горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5. Основные показатели на одну опору приведены в табл. XIX.17.
г) Стоечные опоры под железобетонные пролетные строения для путепроводов на магистральных железных дорогах шириной колеи 1 524 мм*. Опоры запроектированы для сборных строений с расчетными пролетами 8,7; 10,8; 12,8; 15,8 и 22,9 м (по проектам Лен-трансмостпроекта, инв. № 4762,1952 г. и № 7881, 1957 г.) под нагрузку Н-8.
• См. проект Трансмостпроекта, инв. № 7252, 1956.
6 6—15 8—15 10-15 10—15
Оболочка подферменника
Ооблочка Заполнение опоры бетоном в м3
Объем бетона фундамен' та в ж3
167
167
167
167
167
2,5
2,5
2,5
2,5
2,5
5,84 7,3
8,76 7,3
12,9 10,3
17 10,3
12.8
2,8
2,8
2,8
2,8
6,1 9,1
13
16,9 20,8
19,5—39,5 20,4—59,1
25 —63,8 31,4—68,7 33 —73,7
При мечание. Объем фундаментов меняется в зависимости от принятого их заложения (2 или Зя) и расчетного сопротивления грунта (2, 3 или 4 кг/сж1); в табл. XIX. 17 приведены только крайние пределы.
Рис. XIX.16. Стоечные опоры для путепроводов
а — промежуточная с монолитным фундаментом; б — промежуточная со сборным фундаментом; а — устой с монолитным фундаментом; а — устой со сборным фундаментом; 1 — фасад; 2 — боковой вид; 3 — вид со стороны пролета
§ 2. железнодорожные мосты
467
Таблица XIX.1I
Основные показатели стоечных опор под железобетонные пролетные строения для путепроводов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Тип опоры Вид движения под путепроводом Наибольший размер пролета, примыкающего к опоре, вм Размеры в м по рис. XIX.16 При монолитном фундаменте При сборном фундаменте
Н н1 Н.2 В объем сборного железобетона в л<3 объем монолитного железобетона в л<3 объем бетона для омоноличивания в л<3 вес арматуры в кг наибольший вес элемента в m ст о© и о n ta -5 Е О " Q.4 я |О О О X юю ьй о о Q f- а» « з- Ч ° 2S о s * О « V <Я Я X Iй X О X *О о 5 Я ОНф® вес арматуры в кг наибольший вес элемента в m
Промежуточная Железная дорога Автомобильная дорога 15,8 15,8 8,85 6,95 — — — 14 12 33,7 33,7 3,7 3,7 6 400 5 200 18,8 17 32,8 28,9 8,7 8,7 6 500 5 800 412
Устой Железная дорога Автомобильная дорога 12,8 8,7 — 8,6 6,83 2,2 2,05 2,8 2,65 28 27,5 54,5 54,5 7 7 12 200 10 600 22,9 21,8 68 67,5 10,5 10.5 14 000 13 900 34.8
Таблица XIX.1I
Основные показатели рамных опор под железобетонные пролетные строения для путепроводов железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Тип опоры Наибольший размер пролета, примыкающего к опоре, в jk Размеры в м по рис. XIX.17 При монолитном фундаменте При сборном фундаменте
Н Нг Яа В объем сборного железобетона в л<3 объем монолитного железобетона в л<3 объем бетона для омоноличивания в л<3 вес арматуры в кг наибольший вес элемента в m объем сборного железобетона в л<3 объем бетона для омоноличивания в ж3 вес арматуры в кг наибольший вес элемента в m
Промежуточная 15,8 8,85 — — — 18,7 33,7 3,1 5 600 17 35,6 — 5 900 42
22,9 8,7 — — — 18 33,7 3,1 5 900 18,8 — — — —
Устой 12,8 — 8,92 2,33 3 29,5 54,5 7 8 200 25 52,5 10,5 10 400 34,8
Высота опор назначена в зависимости от вида движения под путепроводами — железная дорога или автодорога.
Основными частями опор являются насадки, стойки и фундаменты; на устоях предусматривается устройство шкафных ящиков. Фундаменты даются в двух вариантах — монолитные и сборные. Все остальные элементы запроектированы только сборными.
Для стоек предположено применять трубы, изготовленные способом центрифугирования.
Бетон для трубчатых стоек принят марки 400, для остальных сборных элементов — марки 300; бетон для монолитных фундаментов и для омоноличивания сборных частей — марки 200.
Рабочая арматура применяется из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, остальная арматура — из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели на одну опору приведены в табл. XIX.1&
д) Рамные опоры под железобетонные пролетные строения для путепроводов на магистральных железных дорогах шириной колеи 1 524 мм*. Рамные опоры (рис. XIX.17) запроектированы для тех же условий, что и стоечные опоры (см. п. 5 «г»).
Отличие их заключается в замене трубчатых стоек плоскими рамами, высота которых определена подмостовым габаритом только для железных дорог. Бетон для сборных элементов опор принят марки 300; для монолитных фундаментов и для омоноличивания сборных частей — марки 200.
Рабочая арматура принята из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5, остальная арматура из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели на одну опору приведены в табл. XIX.19.
• См. проект Трансмостпроекта, инв. № 7252, 1956.
30*
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
468
колеи 750 мм*. Опоры (рис. XIX. 18) запроектированы под сборные пролетные строения с полной цлиной 5 и 7,5 м (по проекту Гипроторфа № 083-55). Нагрузка-паровоз с давлением на каждую ось по 6,5 т.
Конструкция каждой опоры состоит из двух свай сечением 350X350 мм, соединяемых сверху насадкой, бетонируемой на месте.
Длина свай принята 12 и 14 м, что соответствует высоте насыпи 3 и 5 м.
На береговых отпорах устанавливаются заборные плиты для сопряжения моста с насыпью.
Бетон опоры принят марки 300; арматура горячекатаная гладкая из стали марки Ст. 3.
Основные показатели свайных опор приведены в табл. XIX.20.
Таблица XIX.20
Рис. XIX.17. Рамные опоры для путепроводов
Основные показатели свайных опор под железобетонные пролетные строения для мостов железных дорог шириной келен 750 мм
Сваи (2 шт.) Насадка Заборная плита
Тип опоры длина в м | 1 объем железобетона в л<3 вес арматуры в кг вес одной сваи в tn объем железобетона в л<3 вес арматуры в кг объем железобетона в л<3 вес арматуры в кг вес плиты в m
Промежуточная 12 14 2,94 3,46 1 594 1 872 3,7 4,3 1,64 1,64 283 283 — — —
Береговая 12 14 2,94 3,46 1 594 1 872 3,7 4,3 1,64 1,64 283 283 0,25 0,25 39 39 0,63 0,63
а — промежуточная с монолитным фундаментом; б — промежуточная со сборным фундаментом; в — устой с монолитным фундаментом; г — устой со сборным фундаментом; 1 — фасад; 2 — боковой вид; 3 — вид со стороны пролета
Рис. XIX. 18. Свайная опора для мостов на железных дорогах шириной колеи 750 мм 1 — фасад; 2 — вид сбоку
в) Свайные опоры под железобетонные пролетные строения для мостов на железных дорогах шириной
§ 3. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ МОСТЫ
1. Габариты и нагрузки
Городские мосты, как правило, отличаются от автодорожных: ширина проезжей части и тротуаров у городских мостов может быть больше; в местах береговых опор устраиваются набережные; по мосту пропускается трамвайное движение; кроме того, к городским мостам предъявляются планировочные и эстетические требования, определяемые городскими условиями.
Ширина всех мостов назначается в зависимости от числа заданных полос движения по ним и должна со-
Рис. XIX.19. Габариты автодорожных мостов с ездой поверху
Г абарит Г-8 Г-7 Г-6 Г-4,5
Расстояние в свету Г между бортами в м 8 7 6 4,5
♦’ См. проект Гипроторфа, № 083-55, 1955.
§ 3. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ МОСТЫ
469
ответствовать установленным нормам и габаритам (рис. XIX. 19 и XIX.20).
Проектирование мостов производится по специальным техническим условиям [4], [7].
Нормативная временная вертикальная нагрузка для каждой из полос автодвижения принимается в виде колонны автомобилей по схемам, изображенным на рис. XIX.21 и XIX.22. Автомобильная нагрузка для мостов
Р 1.67Р Р
6т 12 т 6т 12т 12т 6т 12т
Рис. XIX.21. Автомобильная нагрузка Н-18
19
Р*13т 1.3Р Р*13т Р’13т
Q3P 0,7Р 0,35Р Ц95Р О.ЗР 0.7Р Q.3P О.7Р
д,
Рис. XIX. 22. Автомобильная нагрузка Н-13 моторный
Рис. XIX.20. Габариты городских мостов с ездой поверху
а — без трамвайного движения; б — с трамвайным движением
80 т
20 т 20 т 20 т 29 т
Рис. XIX.24. Колесная нагрузка НК-80
на промышленных дорогах в случае возможности обращения по ним более тяжелого подвижного состава устанавливается в соответствии с его действительным весом.
Нормативная временная вертикальная нагрузка для каждого трамвайного пути принимается по расчетной схеме, приведенной на рис. XIX.23.
Кроме того, мосты проверяются на пропуск единичной нагрузки по схемам, изображенным на рис. XIX.24 и XIX.25.
Нормативная временная вертикальная нагрузка в пределах тротуаров задается для городских мостов 400, а для автодорожных мостов 300 кг/м2.
Выбор габаритов и расчетных схем нагрузок производится в соответствии с классом моста, обусловленным категорией дороги, местоположением и значением моста и сложностью производства работ, и согласовывается с заинтересованными организациями (городскими, дорожными и т. п.).
Для железобетонных мостов на промышленных дорогах наиболее употребительны схемы нагрузок Н-13 и НГ-60, Н-18 и НК-80 и Т-11.
Сборный железобетон в автодорожных и городских мостах получил широкое применение в виде пролетных строений, опор, ледорезных кустов, плит проезжей части по металлическим балкам, плит «мягкого въезда», перил, мачт для светильников и для подвески троллейных проводов.
60т
Рис. XIX.25. Гусеничная нагрузка НГ-60
2. Пролетные строения
Пролетные строения из сборного железобетона чаще всего решаются в виде балок таврового сечения, укладываемых вплотную друг к другу по ширине моста в количестве, соответствующем габариту проезжей части и принятым размерам тротуаров (рис. XIX.26).
Балки после установки их в проектное положение соединяют между собой с помощью сварки, для чего во время их изготовления устанавливают стальные закладные детали в их полках (сверху) и нижних углах полудиафрагм (рис. XIX.27).
Балки П-образного сечения (рис. XIX.28) применяются реже, так как они тяжелее тавровых, а общий расход бетона и арматуры на пролетное строение на них несколько больше, чем для тавровых. П-образные балки могут быть установлены впритык друг к другу (рис. Х1Х.28,а и б) или с промежутками (рис. Х1Х.28,в)»
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
470
Габарит Ш-Г-13,6
Габарит И-Г-7 61
Рис. XIX.26. Пролетные строения из балок таврового сечения а и б- для автодорожных мостов; в и г — для городских мостов
2
Рис. XIX.27. Деталь сварного стыка балок пролетного строения
/ — стальные закладные детали; 2 — стальные накладки
перекрываемыми сборными плитами. В последнем случае балки в промежутках взаимно связываются диафрагмами, бетонируемыми на месте до укладки перекрывающих плит.
3. Данные по действующим типовым проектам сборных железобетонных пролетных строений для автодорожных и городских мостов
а) Сборные железобетонные пролетные строения из предварительно напряженных балок таврового сечения для автодорожных мостов*. Проект содержит рабочие чертежи пролетных строений с пролетами в свету 15, 20 и 30 м при габарите проезжей части Г-6, Г-7 и Г-8 под нагрузку Н-13 и НГ-60 под нагрузку Н-18 и НК-80.
Конструкция строений состоит из балок таврового сечения и тротуарных блоков. Балки объединяются при помощи сварки диафрагм, расположенных через каждые 4,05 м.
Одежда проезжей части принята асфальтобетонная л цементобетонная. Толщина одежды постоянная, поперечный уклон создается за счет устройства под ней сточного треугольника.
• См. проект Союздорпроекта. вып. 100. 1958.
Бетон для балок принят марки 400; для тротуарных блоков марок 200 и 300.
Балки армируются предварительно напряженными пучками из стальной высокопрочной проволоки диаметром 5 мм с пределом прочности 150 кг/мм2.
Таблица XIX.21
Основные показатели сборных предварительно напряженных пролетных строений для автодорожных мостов
Г абарит Пролет в свету в м Расчетный пролет в м 1 Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в л<3 Вес арматуры в кг Число балок Вес балки в т
в пролете на опоре
Г-6 16,29 16,76 1,22 49,3 8 400 5
15 1,14 60 9 800 6 18,3
Г-7 1,15 58,6 9 700 6
1,23 68,9 11 300 7
Г-8 1.16 1,24 67,4 11 200 7
77,7 12 700 8
Г-6 21,5 22,16 72,2 12 200 5 27,6
20 1,34 1,57 87,7 14 300 6
Г-7 1,35 1,58 85,9 14 200 6
100,9 16 400 7
Г-6 32,1 32,96 1,84 2,21 126,8 22 000 5 50,8
30 153,1 25 900 6
Г-7 1,95 2,32 150,7 25 800 6
176,5 29 800 7
Примечание. В числителе дроби указан объем материалов и число балок при тротуарах шириной 0,75 м, в знаменателе—при тротуарах шириной 1,5 м.
ГабаритII Г-7
1500 1-____3500---
0,02
Г/260
Рис. XIX.28. Пролетные строения из балок П-образного сечения а и б — без промежутков; в — с промежутками
1
3. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ мосты
471
Остальная арматура предусмотрена из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5 или из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.21.
б) Сборные железобетонные пролетные строения из балок таврового сечения с каркасной арматурой для автодорожных мостов*. Проект содержит рабочие чертежи пролетных строений с пролетами в свету 7,5; 10; 12,5; 15 и 20 м при габарите проезжей части Г-6, Г-7 и Г-8 под нагрузку Н-13 и НГ-60 и под нагрузку Н-18 и НК-60.
Таблица XIX.22
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений для автодорожных мостов
Габарит Пролет в свету в лс Расчетный пролет в м I Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в лс3 Вес арматуры в кг Число балок | Вес балки в /?г|
при Н-13 и 1 НГ-60 при -1-18 и НК-80
О. с <и о =; на опоре
Г-6 7,5 8,4 8,66 0,85 0,85 18,3 3 730 5,7
22,2 4 360 6
Г-7 0,85 0,85 21,5 4 350 4 630 6
25,4 5 020 5 340 7
Г-8 0,86 0,86 24,8 5 010 5 330 7
28,7 5 690 6 050 8
Г-6 10 11,36 0,95 0,95 24,8 5 390 5 8,1
30,5 6 330 6
Г-7 0,95 0,95 29,5 6 310 6 940 6
34,8 7 290 8 030 7
Г-8 - 0,96 0,96 33,7 8 010 7
39,2 9 100 8
Г-6 12,5 13,7 14,06 1 1,06 31,4 7 330 5 10,3
38,4 8 630 6
Г-7 1 1,06 37,2 8 600 9 600 6
43,9 9 960 11 130 7
Г-8 1,01 1,07 42,7 И ПО 7
49,7 12 630 8
Г-6 15 16,3 16,76 1,15 1,23 39,9 9 400 5 13,6
48,9 И 080 6
Г-7 1,15 1,23 47,4 11 030 11 630 6
55,8 12 770 13 530 7
Г-8 1,16 1,24 54,3 13 490 7
63,1 — 15 360 8
Г-6 20 21,6 22,16 1,4 1,73 57,4 14 290 5 - 20J
70 16 820 — 6
Г-7 1,4 1,73 68,1 16 820 18 580 6
80.3 19 470 21 490 7
Примечание. В числителе дроби указаны объем материалов и число балок при тротуарах шириной 0,75 м, в знаменателе—при тротуарах шириной 1,5 м.
Конструкция строений состоит из балок таврового сечения и тротуарных блоков (рис. Х1Х.26,а). Балки, объединяются при помощи сварки диафрагм, расположенных через каждые 2,7 м.
Одежда проезжей части принята асфальтобетонная. Толщина одежды постоянная, поперечный уклон создается за счет устройства под ней сточного треугольника.
Бетон для балок принят марки 250 при нагрузке Н-13 и НГ-60 и марки 300 при нагрузке Н-18 и НК-80; для тротуарных блоков — марки 200.
Рабочая арматура балок предусмотрена в виде сварных каркасов из горячекатаной стали периодического профиля, марки Ст. 5, остальная арматура — из горячекатаной гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.22.
в) Сборные железобетонные пролетные строения из балок П-образного сечения для автодорожных путепроводов1. Проект содержит рабочие чертежи разрезных пролетных строений с полной длиной 8, 9, 10, 15 и 16 м и одноконсольных пролетных строений с полной длиной 10, 11, 12 и 13 м под нагрузку Н-13 и НГ-60 при габарите Г-7, а также разрезных строений с полной длиной 9, 10 и 15 ж и одноконсольного строения с полной длиной 10 м под нагрузку Н-18 и НК-80 при габарите Г-8.
Конструкция строений состоит из балок П-образного сечения, закладных плит между ними и тротуарных блоков (рис. Х1Х.28,в). Балки объединяются при помощи диафрагм, бетонируемых на месте после установки балок в проектное положение.
Одежда проезжей части асфальтобетонная.
Бетон для пролетных строений принят марки 250.
Рабочая арматура балок принята из горячекатаной стали периодического профиля, марки Ст. 5, остальная арматура — из горячекатаной гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.23.
Таблица XIX.23
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений для автодорожных путепроводов
Габарит Расчетный пролет в м Полная длина в лс Высота балки в лс Объем железобетона в лс3 Вес арматуры в кг Число балок Вес балки в m
7,6 8 0,6 15,85 5 143 3 9,93
8,6 9 0,7 19,1 5 833 3 12,05
9,6 10 0,7 21,3 6 862 3 13,4
14,6 15 0.9 36,55 10 948 3 24,1
15,6 16 0,9 39,4 15 807 3 25,9
9,1 10 0,7 21,8 6 729 3 13,4
Г-7 (0,4)*
10,1 11 0,7 23,3 7 614 3 14,6
(0,73)
11,1 12 (0,68) 0,8 27,06 8 327 3 17,2
12,1 13 0,8 29 9 199 3 18,48
(0,63)
9 0,7 20,9 6 796 4 12,05
Г-8 10 0,7 23,1 8 258 4 13,4
15 0,9 41,35 13 941 4 24,1
10 0,7 23,3 8 148 4 13.4
(0,4)
* В скобках дается длина консоли.
* См. проект Сеювдорнровкта, внн. 56, 1956.
1 См. проекты Трансмостпроекта, инв. Xs 6093 и 6280, 1954.
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
472
г) Сборные железобетонные пролетные строения из балок П-образного сечения, для городских мостов1. Проект содержит рабочие чертежи пролетных строений с пролетами в свету 4, 6 и 9 м (рис. Х1Х.28,а и б) под нагрузку Н-13, НГ-60 и Т-13.
Приводятся два типа пролетных строений: для габаритов П-Г-7 и Ш-Г-13,6 с тротуарами шириной по 1,5 м.
Конструкция строений состоит из балок П-образного сечения и тротуарных блоков. Балки объединяются болтами.
Одежда проезжей части асфальтобетонная; поперечный уклон создается за счет переменной толщины выравнивающего слоя бетона. Трамвайные рельсы пониженной высоты (по ГОСТ 6421-42) уложены на металлических подкладках в бетоне марки 300. Бетон для балок принят марки 250, а для тротуарных блоков — марки 170.
Арматура балок предусмотрена в виде сварных каркасов из горячекатаной стали: для рабочих стержней — периодического профиля марки Ст. 5, а для остальных стержней — из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.24.
Таблица XIX.24
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений для городских мостов
Т а б л и ц a XIX.25
Основные показатели сборных железобетонных пролетных строений для городских мостов
Габарит Пролет в свету в м Расчетный пролет в м Полная длина в м Строительная высота Объем железобетона в м3 Вес арматуры в кг Число балок Вес балки в m
в пролете на опоре
П-Г-7 13 16 20 14,3 14,8 16,74 17,24 21,62 22,12 1,08 1,28 1,48 1,17 1,37 1,57 54,3 69,6 96 13 570 17 070 25 430 7 7 7 12,8 17 24,1
III Г-13,6 13 16 20 14,3 14,8 16,74 17,24 21,62 22,12 1,15 1,35 1,55 1,24 1,44 1,64 99,8 126,6 173,4 23 720 29 О2о 43 160 13 13 13 12,8 17 24,1
4. Опоры
Существующие типы опор из сборного железобетона сводятся к двум разновидностям: свайные опоры и стоечные опоры.
а) Свайные опоры состоят из одного или дву.х рядов свай (рис. XIX.29), возвышающихся над поверхностью грунта до низа насадок, на которые укладыва-
Габарит Пролет в свету в м Расчетный пролет в м Полная длина в м Строительная высота в м Объем железобетона в м3 Вес арматуры в кг Число балок Вес балки в м
в пролете на опоре
П-Г-7 4 6 9 4,95 6,6 9,9 5,13 6,78 10,08 0,59 0,64 0,79 0,59 0,64 0,82 10,8 14,8 24,1 3 620 4 940 8 340 8 8 8 3,35 4,63 7,54
Ш-Г-13.6 4 6 9 4,95 6,6 9,9 5,13 6,78 10,08 0,635 0,685 0,835 0,635 0,685 0,835 16,3 22,5 36,8 5 570 7 820 13 240 13 13 13 3,43 4,7 7,62
Рис. XIX.29. Свайные опоры
а — однорядная; б — двухрядная
д) Сборные железобетонные пролетные строения из балок таврового сечения для городских мостов2. Проект содержит рабочие чертежи пролетных строений с пролетами в свету 13, 16 и 20 м (см. рис. Х1Х.26,в и г) под нагрузку Н-13, НГ-60 и Т-13. Приводятся два типа пролетных строений: для габаритов П-Г-7 и Ш-Г-13,6 с тротуарами шириной по 1,5 м.
Конструкция строений состоит из балок таврового сечения и тротуарных блоков. Балки объединяются при помощи сварки диафрагм, расположенных через каждые 2,44 м. Балки приняты двух типов — средние и крайние.
Одежда проезжей части асфальтобетонная.
Бетон для балок принят марки 250, а для тротуарных блоков марки 170.
Арматура балок предусмотрена в виде сварных каркасов из горячекатаной стали: для рабочих стержней — периодического профиля марки Ст. 5, а для остальных стержней — из гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели пролетных строений приведены в табл. XIX.25.
1 См. проект Гипрокоммундортранса, вып. Т-45, 1954.
2 См. проект Гипрокоммундортранса, вып. Т-186, 1955.
ются пролетные строения. При этих опорах рекомендуется, чтобы предельная высота моста от поверхности грунта до низа пролетного строения не превышала 5—7 м\ при большей высоте моста длина и вес свай возрастают и для их забивки требуется тяжелое оборудование.
Однорядные свайные опоры вдоль моста проектируются гибкими; пролетные строения закрепляются на них неподвижно, и в работу на горизонтальные нагрузки вовлекаются все опоры моста или его отдельных секций, на которые разбиваются длинные мосты. Допустимая длина моста или его секций зависит от высоты и числа опор, размера пролетов и величины ожидаемых температурных деформаций. Практически эту длину ограничивают 40—50 м. В местах сопряжений секций ставят две однорядные опоры.
В некоторых случаях в середине секции устанавливается двурядная жесткая опора, которая полностью принимает на себя все горизонтальные нагрузки, разгружая этим остальные (однорядные) опоры. Двурядные опоры употребляются и в качестве береговых с устройствами на них шкафных ящиков для защиты металлических опорных частей от засыпки их .насыпью.
§ 3. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ МОСТЫ
473
б) Стоечные опоры состоят из одного ряда прямоугольных стоек, несущих насадку, на которую опирается пролетное строение, и заделанных внизу в монолитный фундамент или высокий свайный ростверк. Береговые опоры (устои) отличаются от премежуточ-ных опор в основном тем, что насадка имеет шкафные ящики.
Выбор свайных или стоечных опор зависит от геологических условий и технико-экономического сравнения вариантов.
5. Данные по действующим типовым проектам сборных железобетонных опор
для автодорожных и городских мостов
а) Свайные опоры под железобетонные пролетные строения автодорожных мостов1. Опоры запроектированы для сборных пролетных строений с пролетами в свету 7,5; 10; 12,5 и 15 м (по проекту Союздорпроекта, вып. 56) при габарите проезжей части Г-6, Г-7 и Г-8 под нагрузку Н-13 и НГ-60 и под нагрузку Н-18 и НК-80.
Высота опор, исчисляемая от верха насадки до поверхности грунта или до линии сосредоточенного размыва у опоры (а в случае, когда у поверхности лежит слабый грунт — ил, торф и т. п., до подошвы слоя этого грунта), в проекте предусматривается от 2 до 7 м.
Опоры состоят из насадок и прямоугольных свай с поперечным сечением размерами 300X350 мм (рис. XIX.30).
Бетон для опор марки 300; основная арматура из горячекатаной стали периодического профиля, марки Ст. 5.
Сваи забиваются до отказа (что определяется по расчетному давлению на них), но не менее чем на 4 м ниже глубины размыва или подошвы слабых грунтов. Длинная сторона прямоугольного сечения свай располагается вдоль моста.
Опоры этих двух типов не разрешается применять в качестве промежуточных на реках со значительным ледоходом, а также на горных реках, где наблюдается перемещение валунно-галечниковых отложений по дну русла.
При слабом ледоходе опоры можно применять без защитных устройств, если толщина льда не превышает 15 см. Если лед имеет толщину от 15 до 30 см, необходимо опоры ограждать свайными ледорезными кустами.
Проект содержит указания по выбору необходимого типа опор в зависимости от величины пролетов моста и высоты опор.
Таблица XIX.26
Основные показатели свайных опор под железобетонные пролетные строения автодорожных мостов
Основные показатели свайных опор приведены в табл. XIX.26.
б) Свайные опоры под железобетонные пролетные строения городских мостов1. Опоры запроектированы для сборных пролетных строений с пролетами в свету 4, 6 и 9 м с габаритом П-Г-7 и Ш-Г-13,6 под нагрузку Н-13, НГ-60 и Т-13 (по проекту Гипрокоммундортранса, вып. Т-45).
Высота опор предусматривается от 2 до 5 м (рис. XIX.31). Условия применения опор и забивки свай такие же, как и для свайных опор автодорожных мостов (см. п. 5«а»). Сваи прямоугольного поперечного сечения размером 300X350 мм, из бетона марки 300. Насадки монолитные из бетона марки 200. Открылки, переходные плиты и распределительные балки — сборные, из бетона марки 300. Основная арматура предусмотрена из горячекатаной стали периодического профиля, марки Ст. 5.
Основные показатели для свай приведены в табл. XIX.26, а для насадки и сборных элементов въезда — в табл. XIX.27.
в) Стоечные опоры под железобетонные пролетные строения городских мостов1. Опоры запроектированы для тех же условий, что и в предыдущем проекте при свайных опорах (см. п. 5 «б»), но вместо свай под насадками предусматриваются стойки с поперечным сече*
1 См. проект Союздорпроекта, вып. 70, 1957.
1 См. проект Гипрокоммундортранса, вып. 125-А. 1955.
899 JOOO
Рис. XIX.30. Свайные опоры автодорожных мостов а — промежуточная; б — береговая
л„л ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
474 — -
Рис. XIX.31. Свайные опоры городских мостов а — промежуточная; б — береговая
нием размерами 400X470 мм, заделанные внизу в фундаменты или высокие свайные ростверки (рис. XIX.32).
Фундаменты и ростверки выполняются монолитными из бетона марки 170; стойки, насадки и элементы съезда— сборными, из бетона марки 300. Основная арматура предусмотрена из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5.
Основные показатели для элементов въезда приведены в табл. XIX.27, а для сборных насадок, стоек, монолитных фундаментов и ростверков — в табл. XIX.28.
г) Стоечные опоры под железобетонные пролетные строения автодорожных путепроводов1. Опоры запроектированы для пролетных строений полной длиной 8, 9,
1 См. проект Трансмостпроекта, инв. № 6093 и 6280, 1954.
Таблица XIX.27
Основные показатели свайных опор (насадок и элементов въезда) под железобетонные пролетные строения городских мостов
Тип опоры Габарит Размер пролетов в свету в м На одну опору
насадки сборные элементы въезда
объем железобетона в лс3 вес арма-, туры в кг
общий объем железобетона в л<3 общий вес арматуры в кг вес наиболее тяжелого элемента в m
Промежуточная П-Г-7 4—9 4,2 550 — — —
Ш-Г-13,6 4—9 6,6 870 — — -
Береговая П-Г-7 4-6 5,3 500 5,2 870 1,7
9 5,7 530 5,2 870 1,7
Ш-Г-13,6 4-6 8,5 810 8*1 1 010 1,7
9 | 9,4 850 8,1 1 010 1,7
10, 11, 12, 13, 15 и 16 м под нагрузку Н-13 и НГ-60, с габаритом Г-7 по проекту № 6093 и 9, 10 и 15 м под нагрузку Н-18 и НК-80, с габаритом Г-8 (по проекту № 6480).
Высота опор назначена из условия соблюдения высотного габарита подмостового пространства, равного 6,13 м (без учета возможности подъема нижних путей на балласт) и 6,4 м (с учетом этой возможности). Для устоев предусмотрена также и меньшая высота на тот случай, когда нижние пути уложены в выемке.
Опоры состоят из насадок, стоек и фундаментов (рис. XIX.33).
Таблица XIX.28
Основные показатели стоечных опор (насадок, стоек, фундаментов и ростверков) под железобетонные пролетные строения городских мостов
Тип опоры Габарит Размер пролетов в свету в м На одну опору
насадки стойки высотой 5 м фундаменты ростверки
объем железобетона в м3 вес арматуры в кг вес наиболее тяжелого элемента в m объем железобетона в м3 вес арматуры в кг вес наиболее тяжелого элемента в пг объем железобетона в м3 вес арматуры в кг объем железобетона В JK8 вес арматуры в кг
Промежуточная П-Г-7 4-9 . 3,8 710 5 4,7 1 690 2,5 25,1 530 30,1 730
Ш-Г-13,6 4-9 5,9 1 ПО 5,5 7,5 2 700 2,5 39 840 46,7 1 150
Береговая П-Г-7 4-6 4,4 710 5,7 4,7 1 690 2,5 25,1 530 30,1 730
9 4,7 770 6,1 4,7 1 690 2,5 25,1 530 30,1 730
Ш-Г-13,6 4-6 7,2 1010 7,2 7,5 2 700 2,5 39 840 46,7 1 150
9 7,7 1 080 7,7 7,5 2 700- • 2,5* 39 840 46,7 1 150
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ШПАЛЫ
475
Стойки и насадки предусмотрены сборными, из бетона марки 200; фундаменты — монолитными, из бетона марки 170.
Рис. XIX.32. Стоечные опоры городских мостов а — промежуточная;- б — береговая; 1 — стык Таблица XIX.29
Основные показатели стоечных опор под железобетонные пролетные строения автодорожных путепроводов
Тип опоры Габарит проезжей части Высота подмостового габарита в м Высота опоры от верха фундамента в м На одну опору
Насадки и стойки Фундамент
объем железобетона в м3 вес арматуры в кг наибольший вес элемента в т объем железобетона в м3 вес арматуры в кг
Промежуточная Г-7 6,13 8,33 П.5 1 810 9,93 20,5 1 010
9,42* 12,6 2 120
6,4 8,6 И.7 1 830
9,69* 12,8 2 160
Г-8 6,13 8,33 И.6 2 090 11,90 31,8 520
9,49* И.9 2 400
6,4 8,6 11,9 2 120
9,49* 13,3 2 440
Устой в насыпи Г-7 Г-8 6,13 5,5 | 10,7 2 530 9,78 11,21 77,78 95,66 1 010 520
6,4 5,9 П,1 2 780
6.13 5,8 I 11.4 | 3 700
6,4 5,9 И.6 3 800
Устой в выемке Г-7 — 3,35 8,6 1 550 9,78 40,66 1 010
* Высота опор в тех случаях, когда нижние пути уложены на насыпи высотой 2 ж.
Рис. XIX.33. Стоечные опоры автодорожных путепроводов а — промежуточная; б — устой; / — фасад; 2 — боковой вид
Основная арматура выполняется из горячекатаной стали периодического профиля марки ст. 5 (по ГОСТ 5781-53); остальная арматура — из круглой стали марки Ст. 3.
Основные показатели стоечных опор приведены в табл. XIX.29.
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ШПАЛЫ
Среди современных конструкций железобетонных шпал наибольшее распространение получили напряженно армированные цельно-брусковые и двухшарнирные (рис. XIX.34). Известны также случаи применения или изучения и иных систем, например лежней Лаваля во Франции, «шпалолежней» по предложению ЦНИИ МПС, ЦНИПС и некоторых других.
Наиболее изученными и широко применяемыми являются цельнобрусковые шпалы. Для двухшарнирной шпалы, преимуществом которой являются гибкость и несколько меньший вес, еще нет достаточно экономичного и удачного решения шарниров, кроме того, эти шпалы трудоемки в изготовлении и поэтому их массовое изготовление еще не налажено.
В отношении армирования шпалы подразделяются на струнобетонные и на предварительно напряженные, армированные отдельными толстыми стержнями или пучками из нескольких проволок.
Наибольшее распространение у нас получили струнобетонные шпалы, при производстве которых требуется меньше ручных процессов и сокращается расход металла (за счет применения высокопрочной проволоки). Но этот способ производства требует значительных заводских площадей.
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИЙ
476
Рис. XIX.34. Предварительно напряженные железобетонные шпалы
а — цельнобрусковая; б — двухшарнирная; 1 — вкладыши из бука или дуба; 2 — струны из стальной проволоки диаметром 2,6 мм; 3 — арматурная сетка из низкоуглеродистой проволоки диаметром 5 мм; 4 — напряженная арматура 2018; 5 — прокладка из дельтадревесины
Рис. XIX.35. Расчетная схема шпалы с плоской постелью
Для струнобетонных шпал применяется бетон марки не ниже 500, арматура из проволоки высокой прочности (от 150 до 200 кг/мм2), диаметром от 2,5 до 5 мм. гладкая и периодического профиля (холодносплющен-ная).
Расчет цельнобрусковых шпал с опиранием их на балласт полной постелью обычно производится в предположении существования под ними однородноупругого основания (рис. XIX.35).
Коэффициент «постели» основания принимается с= = 15 кг/см3. Производится также проверка при с= = 8 кг) см3. Расчетные давления на шпалу под каждым рельсом определяются по специальным правилам расчета верхнего строения пути в зависимости от типа локомотива, скорости движения, мощности рельсов и количества шпал на 1 км пути.
Весьма ответственной конструкцией является крепление рельсов к шпалам.
Существуют крепления двух видов (рис. XIX.36): нераздельное и раздельное. В первом из них рельс и подкладки под ним прикрепляются к шпале вместе одними и теми же крепежными средствами (костылями, шурупами, болтами).
Во втором подкладка прикрепляется к шпале само-
Основные показатели предварительно напряженных железобетонных шпал
Таблица XIX.30
Наименование характеристики Единица измерения Типы шпал
брусковые двухшарнирные
струнобетонные при диаметре проволоки в мм стержневые при диаметре арматуры в мм стержневые при диаметре арматуры в мм пучковые при диаметре проволоки 5 мм
26 3 18 20 18 20
Длина шпалы см 270 270 260 260 260 260 260
Ширина шпалы понизу в подрельсовой части 25 25 26 26 26 28 26
То же, в средней части п 25 25 26 17 17 20 17
Толщина шпалы по оси рельса . . . п 19 19,5 19 18 19 18 19
То же, в среднем сечении 12,5 12 11 9 9 10,5 9
Вес шпалы кг 235 240 220 205 220 210 220
Основная предварительно напряженная арматура — 60 струн 42 струны 2 стержня 1 стержень 2 стержня 2 стержня 2 пучка по 5 проволок
Диаметр арматуры мм 2,6 3 18 20 18 20 5
Предел прочности арматуры кг! мм? 180 180 85 130 85 85 170
Предварительное напряжение в арматуре • 117 117 52 83 54 48 111
Вес предварительно напряженной арматуры кг 6,8 6,6 10,2 6,4 10,2 12,7 4
Общий вес арматуры я 8 7,8 17,1 14,6 17,6 19,6 10,9
Марка бетона KZjCM3 500 500 500 50С 500 500 500
Объем бетона • м3 0,093 0,095 0,088 0,08. 4,088 0,08 0,088
Число деревянных втулок в шпале . . шт. 8 8 8 8 8 4 8
§ 5. ПЛИТЫ ДЛЯ ПОКРЫТИЙ АВТОДОРОГ
477
стоятельно, а рельс потом крепится к подкладке отдельно (чаще всего болтами).
Раздельное крепление является более сложным и металлоемким, но оно позволяет обходиться без противоугонов, постановка которых затруднительна при железобетонных шпалах.
Рис. XIX.36. Рельсовые крепления а — нераздельное; б — раздельное
В случае применения костылей или шурупов в тело железобетонных шпал закладываются деревянные втулки, в которые забиваются костыли или завинчиваются шурупы. Костыльное крепление оказалось малопригодным, оно было причиной появления в шпалах целого ряда дефектов (продольные трещины по втулкам, отколы бетона в зоне втулок, большой износ втулок).
Рис. XIX.37. Железобетонная предварительно напряженная шпала для промышленных железных дорог шириной колеи 1 524 мм
Нераздельное шурупное крепление обеспечивает лучшую работу шпал, но также не является вполне удовлетворительным. Деревянные втулки менее долговечны, чем сама шпала, а периодическая смена их затруднительна.
Лучшие результаты дает болтовое крепление, если обеспечивается изоляция рельсовых цепей на участках с автоблокировкой (при деревянных втулках такая изоляция достигается пропиткой их смесью антраценового масла с битумом). Эта задача в настоящее время еще не решена.
В 1955 г. для опытной эксплуатации на магистральных железных дорогах СССР организациями МПС СССР было разработано несколько типов шпал из предварительно напряженного железобетона. Основные сведения об этих шпалах приведены в табл. XIX.30 [5].
Для промышленных железных дорог (рис. XIX.37) применяются струнобетонные шпаЬы по типовым рабочим чертежам, разработанным ГПИ Пром-транспроект и утвержденным Министерством строительства предприятий металлургической и химической промышленности СССР в 1957 г. (ТЧ 17-57/МСПМХП).
Шпалы имеют трапециевидную форму. Предусмотрено нераздельное шурупное скрепление с прокладками из
прессованной древесины и дюбелями (втулками из дерева твердых пород — дуб, бук), пропитанными масляными антисептиками. Дюбели закладываются в шпалу при бетонировании.
Шпалы армируют двойной (нижней и верхней) предварительно напряженной арматурой из углеродистой проволоки периодического профиля, диаметром 5 мм, с пределом прочности 150 кг/мм2.
Для шпал применяется бетон марки 500. Объем железобетона в одной шпале составляет 0,098 м3, вес арматуры 9,6 кг. Вес шпалы 245 кг.
За границей железобетонные шпалы наибольшее распространение получили в Венгрии, Англии и Западной Германии, где количество уже уложенных шпал исчисляется несколькими миллионами. Широко применяют такие шпалы и в других европейских странах.
§ 5. ПЛИТЫ ДЛЯ ПОКРЫТИЙ АВТОДОРОГ
В силу экономических соображений сборные железобетонные покрытия на автомобильных дорогах имеют ограниченную область применения, а именно:
1500*1750
Рис. XIX.38. Типовые железобетонные плиты для дорожных покрытий
а — ПЖБ-1; б — ПЖБ-2; в — ПЖБ-3; г — ПЖБ-4; д — ПЖБ-5; е — ПЖБ-6; ж — ПЖБ-7
а) на внутризаводских дорогах при наличии под ними сильно развитого подземного хозяйства, требующего систематического наблюдения, ремонта и переустройства;
б) на подъездных дорогах небольшого протяжения, когда экономически нецелесообразно доставлять на место средства механизации для укладки покрытия из монолитного бетона;
ГЛАВА XIX. СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ НА ДОРОГАХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ПРЕДПРИЯТИИ
478
в) на колейных (временных) дорогах строительных, карьерных и горных разработок.
Для этих случаев имеются типовые рабочие чертежи и технические условия на изготовление и применение сборных железобетонных плит и эксплуатацию покрытий из них: ТЧ 33-55/МСПМХП; ТУ 254-55/МСПМХП; ТУ 255-55/МСПМХП; ТУ 256-55/МСПМХП, разработанные ГПИ Промтранспроект в 1955 г. и утвержденные Министерством строительства предприятий металлургической и химической промышленности СССР. В указанных рабочих чертежах предусматривается семь типов плит, а именно: типы ПЖБ-1, ПЖБ-2 и ПЖБ-3 для постоянных дорог при нагрузке (на спаренное колесо) до 6 т, тип ПЖБ-6 для колейных (временных) дорог при нагрузке до 5 т, тип ПЖБ-4 для тех же дорог при нагрузке до 6 т и типы ПЖБ-5, ПЖБ-7 при нагрузке до 16 т.
Форма поперечного сечения плит принята прямоугольная, прямоугольная с боковыми ребрами и прямоугольная с пазами для забивки деревянных брусков. Размеры плит показаны на рис. XIX.38.
Основание плит ПЖБ-1 и ПЖБ-3, не имеющих ребер, для большей их устойчивости делается шероховатым, что достигается укладкой на дно формы перед установкой арматуры крупного щебня. Для той же цели в плитах ПЖБ-2 предусмотрены окаймляющие их ребра, а в
плитах ПЖБ-4, ПЖБ-5 и ПЖБ-6 — ряд сквозных отверстий круглой или овальной формы.
Плиты в покрытии укладываются на подстилающий слой из песка, шлака или гравия. Швы между ними заполняются битумной мастикой.
Бетон для изготовления плит принят марки 300; армирование плит предусмотрено двойное, симметричное, сварными сетками, из горячекатаной гладкой стали марки Ст. 3.
Основные показатели на одну плиту приведены в табл. XIX.31.
Таблица XIX.31
Основные показатели железобетонных плит для покрытий автодорог
Показатели Типы плит
ПЖБ-1 ПЖБ-2 ПЖБ-3 ПЖБ-4 ПЖБ-5 ПЖБ-6 ПЖБ-7
Объем железобетона в лс3 0,45 0,46 0,44 0,38 0,69 0,28 0,5
Вес арматуры в кг . . . . 26 31,3 29,4 27 33,7 32,8 50,8
Вес плиты в кг. . . . • . 1,11 1,14 1,1 0,94 1,71 0,7 1,2
ЛИТЕРАТУРА
1. К л е й н Г. К., Расчет труб, уложенных в земле, Госстройиздат, 1957.
2. Нормы и технические условия проектирования железных дорог узкой колеи шириной 750 мм (Н 107-53), Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
3. Нормы проектирования подмостовых габаритов на судоходных и сплавных реках и основные требования к расположению мостов (НСП 103-52), Государственное издательство литературы по строитель -ству и архитектуре, 1952.
4. Правила и указания по проектированию железобетонных, металлических и каменных искусственных сооружений на автомобильных дорогах, Дориздат, 1948.
5. Серебренников В. В., Железобетонные шпалы, Транс-желдориздат, 1956.
6. Строительные нормы и правила, часть II. Нормы строительного проектирования, глава II.Д-8. Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
7. Технические условия и нормы проектирования искусственных сооружений на городских путях сообщения, издательство Министерства коммунального хозяйства РСФСР, 1948.
8. Технические условия проектирования мостов и труб на железных дорогах нормальной колеи (ТУПМ-56), Трансжелдориздат, 1957.
ГЛАВА XX
СБОРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ КАНАЛОВ, ТОННЕЛЕЙ, ПОДПОРНЫХ СТЕН, РАЗГРУЗОЧНЫХ И БУНКЕРНЫХ ЭСТАКАД, БУНКЕРОВ И СИЛОСОВ
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
Каналы и тоннели предназначаются для подземной прокладки различных сетей — водопровода, канализации, теплопроводов, паро-, масло-, нефтепроводов, сетей сжатого воздуха, а также для прокладки кабелей сильного и слабого токов. Каналы и тоннели защищают сети от непосредственного соприкосновения с грунтом и дают возможность легко осматривать и ремонтировать их (рис. ХХ.1).
Ур. грунта
Рис. ХХ.1. Теплофикационный канал
1 — сборное железобетонное перекрытие;
2 — стенки кирпичные или бетонные; 3 — бе-
тонная плита основания; 4 — цементный раствор
Тоннели, предназначенные для сетей, дающих тепловыделения (теплопроводы, кабельные сети), оборудуются побудительной вентиляцией с устройством соответствующих вентиляционных шахт и камер. В кабельных тоннелях предусматриваются противопожарные преграды.
Выбор трассы, профиля и поперечных размеров каналов и тоннелей производится в зависимости от их назначения, по требованиям технологов.
1. Нагрузки на каналы и тоннели
Вертикальные нагрузки, действующие на каналы, слагаются из временных, действующих на поверхность засыпки или перекрытия, и постоянных — веса засыпки и собственного веса конструкций канала.
Для каналов, расположенных внутри производственных зданий, полезные нагрузки принимаются по технологическим заданиям.
Рис. ХХ.2. Боковые нагрузки каналов
По эксплуатационным качествам различают:
а) непроходные каналы, доступные для осмотра только при вскрытии их;
б) проходные каналы — тоннели, где возможен проход и кратковременное пребывание рабочих для осмотра и ремонта проложенных сетей;
в) полупроходные тоннели, применяемые в виде исключения на особо стесненных участках трассы.
По расположению каналы подразделяются на внутренние, расположенные внутри зданий, и внешние, находящиеся вне зданий.
Прокладку сетей различного назначения следует всегда, когда это возможно, совмещать в объединенных тоннелях, что экономически весьма целесообразно.
Каналы и тоннели должны иметь продольные уклоны, а тоннели также поперечные уклоны и лотки для стока случайно попавших вод.
Нормативную вертикальную нагрузку на 1 м* 1 2 перекрытия каналов от засыпки грунтом принимают равной
р = 7Я, (ХХ.1)
где 7—объемный вес грунта;
Н — толщина засыпки.
Нормативную горизонтальную нагрузку на стенки каналов и тоннелей от давления грунта (рис. ХХ.2) определяют по формуле
ep = k^H' (ХХ.2)
ср
значение коэффициента k = tg2 (45°— —) принимаю' по табл. XX. &
Угол естественного откоса <р для насыпных гру принимают обычно «р =30р, £=0,333, а объемны' грунта 7 = 1,3 тЛи3,
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
480
Горизонтальное давление от временной нагрузки на поверхности грунта интенсивностью q принимают равным eq = kq. (XX. 2)
При этом учитывают падение интенсивности нагрузки с глубиной.
Добавочное горизонтальное давление от грунтовой воды на глубине у от ее горизонта определяется с учетом взвешивающего действия воды на грунт (рис. ХХ.2):
ев = у(1 — tnk) , (XX. 3)
где
е — коэффициент пористости грунта, т. е. отношение объема пор к объему плотной массы в единице объема.
Рис. ХХ.З. Распределение нагрузок от автомобиля
Для внешних каналов учитывается возможность прохода наземного транспорта в любом месте канала. Согласно главе П-Д.9, § 4 СНиП, нормативную нагрузку от наземного транспорта при высоте засыпки над перекрытием 0,7 м и более принимают в виде эквивалентной равномерно распределенной нагрузки интенсивностью:
при высоте засыпки 0,7 л...................
„ . „ 1,2 л и более . ........
„ промежуточных величинах высоты засыпки .
3 т/ж2
2 „ по интерпо-
ляции
При высоте засыпки менее 0,7 м нагрузку определяют от сосредоточенного давления колеса автомобиля с учетом распределения ее в толще грунта под углом 30° к вертикали (рис. ХХ.З).
Интенсивность нормативной равномерной нагрузки на площадке а\Ь\ равна
"=’^6г(1 + “> <хх“>
где Р = 9,5 т — давление на заднюю ось автомобиля Н-10утяж или Н-13 (Р=9,1 т);
= 0,2+ 1,15 Я ;
61 = 0,4лс + 1,15Я .
Нагрузку от автотранспорта, согласно СНиП, принимают с динамическими коэффициентами:
при высоте засыпки 0,25 м...................... 1 + р.= 1,3
• я 0,7 м и более................ 1 + р.= 1
• промежуточных величинах высоты засыпки по интерполяции
Нагрузку от железнодорожных путей принимают по схеме НК приложения 10 к ТУПМ-56*. Класс нагрузки -принимают обычно К~7.
Распределение нагрузки в грунте принимают вдоль рельса под углом 45°, а поперек пути — под углом 30° к вертикали от подошвы шпалы (рис. ХХ.4).
Р Р Р-%5Н
Рис. ХХ.4. Распределение железнодорожной
нагрузки
Интенсивность нормативной вертикальной равномерно распределенной нагрузки на площадке а2^2 при Н < 0,8 м равна
<7 = —(XX. 5) я2о2
где Р — нагрузка на ось; принимается Р = 3,5К == = 24,5 т.
а2 = 2Н — 0,1 м;
62= 1,15Я + 2,5ж.
При Я>0,8 м
Ч = <хх-5'>
и,0/7 ф 1, ZO
где К — класс нагрузки.
Динамический коэффициент определяют по ТУПМ-56:
5
1 + (х=1+а20+Т’
где а = 4(1—Н) < 2;
X —длина загружаемого участка линии влияния.
При Н> 1 м, а также для бокового давления грунта, принимают 1 + р. = 1.
Значения нормативных вертикальных нагрузок от автотранспорта и от железнодорожной нагрузки Н-7 с учетом динамических коэффициентов при X = 2 м приведены на графике рис. ХХ.5.
Коэффициенты перегрузки принимают согласно ТУПМ-56:
1) для постоянных нагрузок—собственного веса (кроме п. 2), давления грунта, давления воды. . . . л =
2) для веса полотна с балластом.... л-1,3
(для нагрузок по пп. 1 и 2, уменьшающих расчетные воздействия, л = 0,9)
3) для нагрузки от подвижного состава железных дорог Л°=}’ог
4) коэффициент перспективного роста нагрузок . nt— 1,25
♦ Технические условия проектирования мостов и труб на железных дорогах нормальной колеи, Трансжелдориздат, 1957.
♦♦ Коэффициент перегрузки для давления грунта по СНиП должен приниматься л=1,2, что и следует учитывать в расчетах.
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
481
Рис. ХХ.5. График нормативных вертикальных нагрузок каналов и тоннелей от автомобильного и железнодорожного транспорта
/ — нагрузка от автомобиля Н-13 или Н-10уТЯЖ; 2 — железнодорожная нагрузка Н-7
Расчетную нагрузку от подвижного состава определяют по формуле
Р = п0н2(1 +Р-)РН. (XX.6)
Для каналов и тоннелей, подпорных стенок и т. п. на промышленных площадках коэффициент п2 учитывается каждый раз по специальному заданию. В обычных условиях его принимают равным 1.
Для нагрузок от автотранспорта коэффициент перегрузки можно рекомендовать принимать как для железнодорожной нагрузки, т. е. п0=1,2, причем для сооружений под магистральными автодорогами следует дополнительно учитывать коэффициент перспективного роста нагрузок п2=1,25.
Сборные конструкции каналов и тоннелей рассчитывают обычными методами — по действующим нормам и техническим условиям проектирования железобетонных конструкций.
2. Конструкции сборных каналов
Для сетей применяются каналы прямоугольного сечения с кирпичными или бетонными блочными стенками, бетонными плитами днища и железобетонными плитами перекрытия или железобетонные лотковые каналы, перекрытые сборными плитами.
Для тепловых сетей небольшого диаметра применяют каналы из сборных железобетонных полуцилиндров.
Каналы с кирпичными или бетонными стенками1 (рис. XX. 1 и ХХ.6) Предназначены для прокладки тепловых сетей внутри и вне зданий. Зачастую их применяют также для прокладки водопроводных и других сетей. В табл. ХХ.1 даны марки каналов с кирпичными стенками. Каналы со стенками из бетонных блоков
1 По серии ТС-01-01, разработанной ГПИ Промсгройпроект.
* В таблице приведена маркировка каналов с кирпичными стенками. Каналы с бетонными стенками обозначены буквами НК Б с теми же цифрами, характеризующими размеры каналов.
Зак. 2065
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ. БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
482 „
Ъ
Рис. ХХ.6. Канал с бетонными стенками
а — одноячейковый; б — двухячейковый; в — продольный разрез канала
1 — сборные железобетонные плиты перекрытий; 2 — стеновые блоки; 3— плиты основания или бетонная подготовка;
4 — цементный раствор
Т а б л н ц а XX.16
Маркировка эломентов и расход материалов для стен на 1 пог. м одноячейковых каналов по серии ТС-01-01
Высота канала в свету h в мм Стеновые бетонные блоки Кирпичные стенки
марка количество в шт. Расход на 1 пог. ж канала
толщина в мм объем в м3 на 1 пог. м канала
бетона в м3 стали в кг
190 С1 2 0.04 120 0,046
235 С2 2 0,052 120 0,056
310 СЗ 2 0,07 — 120 0,074
385 С4 2 0,088 0,34 120 0,092
460 С5 2 0,106 0,34 120 о,и
535 С6 2 0,124 0,34 250 0,268
610 С7 2 0,142 0.34 250 0,305
685 С8 2 0,212 0,34 250 0,343
760 С9 2 0.236 0,34 250 0,38
835 СЮ 2 0,26 0,34 250 0,418
985 СП 2 0,384 0,34 250 0,493
1 060 С12 2 0,414 0,34 250 0.53
имеют ту же цифровую маркировку, но буквы НКК заменяются на буквы НКБ (например, НКБ-17). В табл. XX. 16 дан расход материалов для стен на 1 пог. м одноячейковых каналов. В табл. ХХ.1 в дана маркировка элементов и расход материалов для пере
крытия и основания. Для получения полного расхода материалов на 1 пог. м канала надо просуммировать расходы на стены, основание и перекрытие.
В серию включены одноячейковые и двухъячейковые каналы для трубопроводов с подвесной и засыпной изоляцией.
Рис. ХХ.7. Компенсаторная ниша
Плиты основания укладывают по уплотненному щебнем и тщательно спланированному дну траншей. Швы между плитами заполняют цементным раствором. Стенки кирпичных каналов выкладывают из красного, хорошо обожженного кирпича марки 100 на цементном растворе марки 50. Стеновые бетонные блоки устанавливают на растворе, причем стыки между блоками также заливают цементным раствором. Стенки каналов возводятся только после окончания монтажа и опрессовки трубопроводов, а при подвесной термоизоляции — после окончания изоляционных работ.
Железобетонные плиты перекрытия укладывают по стенкам канала на цементном растворе с уклоном за счет утолщения одного шва на 10—20 мм\ стыки между плитами заполняют таким же раствором.
Наружные поверхности стенок и перекрытия покрывают за 2 раза горячим битумом. В местах возможного скопления поверхностных вод дополнительно укладывают слой жирной мятой глины толщиной 20—25 см. Засыпку канала грунтом производят одновременно по обеим сторонам слоями толщиной 20—30 см с плотной утрамбовкой. При снятии плит перекрытия в период эксплуатации стенки канала должны быть укреплены временными распорками.
Ниши для компенсаторов (рис. ХХ.7) выполняются с кирпичными стенками толщиной 250 мм, по монолитной бетонной подготовке из бетона марки 90. В сред-
& 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
=— ----------- 483
Таблица XX.1в
Маркировка элементов и расход материалов на покрытие и днище на 1 пог. м одноячейковых каналов по серии ТС-01-01
Конструктивные элементы Для каких каналов Наименование Ширина каналов в мм
250 | 300 350 400 1 1 450 | 500 550 | | 600 700 800
Марка плит . . . . • . В1 В1 В2 В2 вз ВЗ В4 В4 В5 В6
Количество шт 1 1 1 1 1 1 2 2 2 2
Плиты перекрытий Для всех каналов Расход бетона вл3.. 0,027 0,027 0,033 0,033 0,038 0,038 0,044 0,044 0,058 0,064
Расход стали в кг . . 0,49 0,49 0,80 0,80 1,51 1,51 2,28 2,28 2,64 4,10
Марка плит Н1 Н2 Н2 Н2 Н2 НЗ НЗ НЗ Н1 Н1
Для каналов с бетонными стенками Количество шт 2 2 2 2 2 2 2 2 4 4
Расход бетона вл3.. 0,064 0,082 0,082 0,082 0,082 0,1 0,1 0,1 0,128 0,128
Для каналов с кир- Марка плит Н1 Н1 Н2 Н2 Н2 НЗ НЗ НЗ Н1 Н1
Плиты оснований пичными стенками толщиной 120 лл, при Количество шт. .... 2 2 2 2 2 2 2 2 4 4
h<460 мм Расход бетона вл3.. 0,064 0,064 0,082 0,082 0,082 0,1 0.1 0,1 0,128 0,128
Для каналов с кир- Марка плит - - - - - —- — - — Н1.2
пичными стенками толщиной 250 лл, при Количество шт.. . . - - - — - i- - — — 2+2
h>535 мм Расход бетона в л3. — — — — — — — — — 0,146
Продолжение табл. XX.1в
Конструкт ивные „ элементы Для каких каналов Наименование • Ширина каналов в мм
900 | 1 000 1 100 1 200 | 1 300 1 400 1 500 1 600 1 700 1 800
Марка плит В7 В8 В9 В10 ВИ В12 В13 В14 В15 В16
Количество шт 2 1 1 1 1 2 2 2 2 2
Плиты перекрытий Для всех каналов Расход бетона вл3.. 0,082 0,102 0,128 0,138 0,177 0,186 0,214 0,226 0,258 0,31
Расход стали в кг . . 5,76 7,03 7,78 8,34 8,88 12,52 13,16 13,88 18,00 15,46
Марка плит Н1 Н1,2 Н2 Н2 Н2,3 Н2,3 НЗ НЗ Н1,2 Н1.2
Для каналов с бетонными стенками Количество шт Расход бетона вл3.. 4 0,128 2+2 0,146 4 0,164 4 0,164 2+2 0,182 2+2 0,182 4 0,200 4 0,200 2+4 0,228 2+4 -0,228
Плиты оснований Для каналов с кирпичными стенками толщиной 120 мм, при 460 мм Марка плит Количество шт Расход бетона вл3.. Н1 4 0,128 Н1.2 2+2 0,146 Н1,2 2+2 0,146 Н2 4 0,164 Н2 4 0,164 - - - - -
Для каналов с кирпичными стенками толщиной 250 мм, при h>535 мм Марка плит Количество шт Расход бетона вл3.. Н2 4 0,164 Н2 4 0,164 Н2,3 2+2 0,182 Н2,3 2+2 0,182 НЗ 4 0,2 Н1,2 4+2 0,21 Н1,2 2+4 0,228 Н1,2 2+4 0,228 Н2 6 0,246 Н2 6 0,246
31*
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
484
ней части, ниш имеются стенки из кирпичной кладки, служащие опорами для сборных плит и балок перекрытия. Благодаря наличию балок перекрытие ниш располагается выше перекрытия канала.
Железобетонные каналы коробчатого типа, разработанные Киевским отделением Теплоэлектропроекта1, предназначены для прокладки тепловых сетей с подвесной изоляцией труб; одноячейковые каналы — для про-
Таблица XX. 2
Маркировка железобетонных коробчатых каналов, ризработанных Киевским отделением Теплоэлектропроекта, и расход материалов на 1 пог. м канала
Рис. ХХ.8. Сборные железобетонные непроходные каналы тепловых сетей
а — для труб диаметром 25—80 мм\ б — для труб диаметром 100 —300 мм\ в — для труб диаметром 350—900 мм\ 1 — коробчатые блоки длиной 3 000 мм\ 2 — плоские плиты шириной 500 мм\ 3 — песчаная подготовка; 4 — бетонная опорная подушка; 5 — цементный раствор
кладки труб диаметром от 25 до 300 мм, двухъячейковые— для труб диаметром от 350 до 900 мм (рис. ХХ.8 и табл. XX. 2).
Блоки каналов ПКТ-3— ПКТ-5 имеют номинальную длину 3 000 мм, блоки ПКТ-1 и ПКТ-2 — длину 1 500 мм. В случае необходимости блоки могут быть изготовлены любой длины, кратной 500 мм.
Блоки изготовляют из бетона марки 200 и армируют сварными сетками из холоднотянутой проволоки и горячекатаной стали периодического профиля марки 25Г2С. Днище армируют сетками поверху и понизу, стенки блоков ПКТ-1 — ПКТ-5 при высоте до 400 мм армируют по наружной грани, а стенки блоков ПКТ-7 — ПКТ-9 при высоте от 550 до 950 мм армируют двойными сетками изнутри и снаружи. Для монтажа блоков в них закладывают петли из стали марки Ст. 3.
Конструкции каналов могут быть уложены в сухих устойчивых и просадочных грунтах. Блоки каналов укладывают по песчаной подготовке.
При наличии грунтовых вод под каналами устраивают дренаж. Наружные поверхности каналов покрывают горячим битумом за 2 раза. Монтаж трубопроводов ведется в нижнем' блоке; после изоляции труб укладывают верхние коробчатые блоки или плиты. Трубы укладывают на бетонные опорные подушки.
1 ТЭП, Альбом сборных железобетонных непроходных ка налов тепловых сетей, вып. I, Каналы, № 33886-с, М. 1957.
Марки элементов
Расход материалов на 1 пог. м канала
Примечание
300
400
500
600
700
800
900
1 100
1 300
500
700
900
1 100
1 300
900
900
1 100 1300
ПКТ-1 ПКТ-2 ПКТ-3 ПКТ-4 ПКТ-5
В-4
В-6 ПКТ-3 ПКТ-4 ПКТ-5
0,126 0,173 0,247 0,335 0,433
0,584 0,615 0,837 0,094
5,5 10,3 22 29,5
42,1
Одноячейковые каналы по рис. XX. 8, а и б
Двухъячейковые каналы по рис. XX. 8,б
Конструкции каналов рассчитаны на нагрузку от автомашин по классу Н 13Утяж при заглублении верха каналов:
а) для одноячейковых каналов...........’ от 0,5 до 2 л
б) . двухъячейковых , . 0,7 . 2.
При заглублении каналов от 1, 2 до 2 м полезная нагрузка на поверхности принята 2 т/м2. Объемный вес грунта принят у =1,8 т/м3, угол естественного откоса = 28°; коэффициенты перегрузки приняты: для собственного веса и автомобильной нагрузки л=1,1, для грунта л=1,2. Коэффициент условий работы для всех блоков принят m = 1,1. При других видах или величинах нагрузок прочность каналов должна быть проверена расчетом.
Практика проектирования каналов показывает, что размеры каналов назначаются произвольно, без всякой системы, и зачастую они отличаются друг от друга незначительно, что резко увеличивает номенклатуру железобетонных изделий на строительных площадках. Гип-ромезом1 разработаны унифицированные каналы с модулем по ширине и высоте 200 мм (табл. ХХ.З ирис. ХХ.9). Эти каналы можно 'применять для сетей самого различного назначения — теплофикационных, водопроводных, вентиляционных, электрокабельных и других; они могут быть заложены под землей или на уровне пола. Эта номенклатура рассчитана на удовлетворение потребностей промышленной площадки в отношении наружных и внутренних сетей. В эту номенклатуру в дальнейшем могут быть введены каналы шириной 1 400 мм, но такие каналы неэкономичны. Каналы большей ширины следует делать двойными по рис. ХХ.9,б. Расход материалов на двойные внутренние стенки с избытком перекрывается экономией от уменьшения пролетов плит перекрытия и днища.
Основным элементом канала служит лоток длиной 2 990 мм (рис. XX.10), перекрываемый плоской плитой той же длины. Кроме основного блока, для каждого сечения канала предусмотрен доборный блок длиной 1 500 мм и угловые блоки длиной по оси 1 500 мм (рис. ХХ.11), которые изготовляются в опалубке основных блоков с постановкой косых перегородок в днище. Доборные и угловые блоки перекрываются плоскими
1 Гипромез, Сборные железобетонные непроходные каналы, Ну-9945, М., 1959.
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
485
а)
Рис. ХХ.9. Железобетонный канал лоткового типа а _ одноячейковый канал, поперечный разрез; б — двухъячейковый канал; в — полупроходной тоннель; г и д—детали заливки швов между блоками
Таблица XX.3
Сборные каналы с унифицированными размерами поперечных сечений, разработанные Гипромезом
Марка канала Высота h В Мм Ширина b в мм Марка канала Высота h в мм Ширина b в мм _
К-1. Б 400 400 К-7 ,А, Б 800 800
К-2, Б 400 600 К-8 , А, Б 800 1 000
К-3,А, Б 400 800 К-9 .А, Б 800 1 200
К-4,А, Б 600 600 К-10,А, Б 1 000 1000
К-5,А, Б 600 800 К-11,А, Б 1 000 1 200
К-6,А, Б 600 1000
плитами того же очертания. Отдельные участки разветвлений, сложных примыканий и т. п. выполняются в монолитном железобетоне или с кирпичными стенами.
Пример раскладки блоков показан на рис. XX.12. Углы поворота на 90° решаются с применением типовых угловых блоков, углы поворота на 45° или на углы другой величины могут быть решены с применением аналогичных нетиповых угловых блоков длиной по оси 1 500 мм. Компенсаторные ниши делают из угловых блоков с вставкой между ними прямых основных или доборных блоков.
Уклон дна внутри канала по длине трассы создается в случае укладки под землей — за счет уклона канала, а в случае укладки канала на уровне пола — за счет бетонной подливки по дну со ступенчатым увеличением глубины канала.
Таблица ХХ.4
Маркировка железобетонных каналов, разработанных Гипромезом, и расход материалов на 1 пог. м канала
Марка Высота канала h Ширина канала Ь Толщина стенок Вес лотка в кг Расход материалов на 1 пог. м канала
.канала в мм бетона в м3 стали в кг
К- ЗА 400 800 60 800 0,169 9,2
К- 4А 600 600 60 890 0,16 6,2
К- 5А 600 800 60 980 0,193 9
К- 6А 600 1 000 60 1 070 0,219 14,2
К- 7А 800 800 60 1 160 0,217 10,5
К- 8А 800 1 000 60 1 250 0,243 15,3
К- 9А 800 1 200 80 1 800 0,343 18,9
К-ЮА 1 000 1 000 80 1 920 0,332 15,8
К-ПА 1 000 1 200 80 2 035 0,375 19,8
К- 1Б 400 400 60 620 0,112 0,136 3,6
К- 2Б 400 600 60 710 8,2
К- ЗБ 400 800 60 800 0,169 12,2
К- 4Б 600 6С0 60 890 0,160 9,2
Ке 5Б 600 800 60 980 0,193 13,6
К- 6Б 600 1 000 80 1 440 0,268 18,6
К- 7Б 800 800 60 1 160 0,217 18,7
К- 8Б 800 1 000 80 1 680 0,3 19.8
К- 9Б 800 1 200 80 1 800 0,343 30.6
К-10Б 1 000 1 000 80 1 920 0,332 26,4
К-11Б 1 000 1 200 80 2 035 0,375 32,6
Примечание. Закладные части для крепления труб в расходе стали не учтены.
а) Ло2-2 в) пот-1
а — поперечный разрез; б — продольный
разрез; в — план
Рис. XX.И. Угловой блок
а — поперечный разрез; б — продольный разрез; в — план
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ. БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
486
Маркировка каналов и расход материалов на I пог. м канала даны в табл. ХХ.4. По допустимым нагрузкам каналы подразделяют на марки с индексом А и Б. Каналы А рассчитаны на три случая нагрузки: а) закрытые каналы при высоте засыпки над перекрытием 0,7 м и нормативной полезной нагрузке на поверхности 3 т/м2; б) закрытые при высоте засыпки над перекрытием 1,2 м и нормативной полезной нагрузке 2 т/м2; в) открытые при укладке на уровне пола, с равномерно распределенной нормативной нагрузкой у края канала 2 т/м2.
Случаи нагрузки по пп. <а> и <б> соответствуют нагрузке от наземного транспорта по СНиП П-9, § 4, п. 6.
Рис. ХХ.12
Схема'канала из унифицированных элементов: а — план; б — разрез по /—/;
/ — прямой блок длиной 3 м\ 2 — угловые блоки; 3 — угловые блоки при повороте на 45°
Каналы Б рассчитаны также на три случая нагрузки: а) закрытые при высоте засыпки от 0,7 до 2,6 м над перекрытием и железнодорожной нагрузке Н-7; б) закрытые при высоте засыпки над перекрытием от 1,2 до 3 м и нормативной нагрузке от наземного транспорта на поверхности 2 т/м2\ в) открытые при укладке на уровне пола и полезной нормативной нагрузке на краю канала 4 т/м2.
Собственный вес грунта принят 7=1,8 т/м3, угол естественного откоса = 30°. Коэффициенты перегрузки приняты для собственного веса л = 1,1, для грунта и полезной нагрузки л= 1,2.
Для строповки блоков в стенках предусмотрены отверстия диаметром 50 мм, которые заливают после укладки блоков цементным раствором. Трубы в каналах можно укладывать на бетонных опорных подушках или на закладных уголках, которые закреиляются в стро-ровочных отверстиях.
Укладку блоков производят по тщательно уплотненному песчаному основанию. Швы между блоками заливают цементным раствором состава 1 : 3.
Практика двухлетнего проектирования каналов с унифицированными размерами сечений показала их практическую ценность, поэтому их можно рекомендовать к широкому внедрению.
Выше были описаны сборные конструкции каналов, предназначенных для подземной прокладки трубопроводов. Госстроем СССР утверждены в качестве серии
Таблица XX. 5
Марки и размеры полуподземных каналов по серии ТС-01-03
Количество секций h в мм Марки полуподземных каналов при b в мм
800 1 200 | 1 600 | 2000
Односекционный (рис. XX. 13, а) . . . . 800 К1-8 К1-8 К1-8 К1-8
8 12 16 20
1000 КЫО КЬЮ кыо КЫО
8 12 16 20
1 200 К1-12 КЫ2 КЫ2 КЫ2
8 12 16 20
Двухсекционный (рис. ХХ.13, б) . . . 800 К2-8 К2-8 К2-8 К2-8
8 12 16 20
1 000 К2-10 К2-10 К2-10 К2-Ю
8 12 16 20
1 200 К2-12 К2-12 К2-12 К2-12
8 12 16 20
Трехсекционный (рис. ХХ.13, в)* . . . 800 КЗ-8 КЗ-8 КЗ-8 КЗ-8
8 12 16 20
1 000 КЗ-10 кз-ю КЗ-10 КЗ-10
8 12 16 20
1 200 КЗ-12 КЗ-12 КЗ-12 КЗ-12
8 12 16 20
Четырехсекционный (рис. ХХ.13, г) ... . 800 К4-8 К4-8 К4-8 К4-8
8 12 16 20
1 000 К4-10 К4-Ю К4-10 К4-10
8 12 16 20
1 200 К4-12 К4-12 К4-12 К4-12
8 12 16 20
Пятисекционный (рис. ХХ.13, д) ... . 800 К5-8 К5-8 К5-8 К5-8
8 12 16 20
1 000 К5-10 К5-10 К5-Ю К5-10
8 12 16 20
1 200 К5-12 К5-12 К5-12 К5-12
8 12 16 20
Таблица ХХ.б
Толщина утеплителя плит покрытия
Объемный вес пенобетона в кг’л? Толщина утеплителя в мм при расчетной наружной температуре воздуха в град.
-20 —30 —40
600 70 80 95
500 55 60 75
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
487
ТС-01-03*, разработанные Куйбышевским филиалом Гипро-ефтезавода «Каналы непроходные сборные для лолупод-эемной прокладки технологических трубопроводов».
Каналы в плане имеют от одной до пяти секций с поперечными размерами каждой секции по ширине от 800 до 2000 мм и по высоте от 800 до 1 200 мм (рис. ХХ.13).
Марки каналов даны в виде дроби: в числителе указывается число секций и номинальная высота в дециметрах; в знаменателе — сумма номинальных ширин секции в дециметрах в порядке слева направо. Например, трехсекционный канал номинальной высотой 1 000 мм с номинальными ширинами 1 200, 1 600,
I 200 мм маркируется 12+1"+--2.
При многосекционном канале с одинаковой шириной секций в знаменателе марки ставится ширина одной секции. В табл. ХХ.5 дана маркировка каналов с секциями каждой марки одинаковой ширины.
Основными несущими элементами каналов являются рамки Р шириной 200 мм (рис. ХХ.13 и ХХ.16, поставленные через 2 000 мм. Рамки устанавливают на опорные плиты ОП, между которыми на месте делают бетонный лол толщиной 80 мм, из бетона марки 75. На рамки опирают стенки С длиной 1 900 мм, между которыми остается зазор шириной 100 мм, заливаемый на месте бетоном марки 75 (рис. XX. 13,лс). Стенки крепят к рамкам сваркой закладных деталей
Каналы перекрывают ребристыми плитами П
(рис. ХХ.17), утепленными снизу пенобетоном. Толщину утеплителя принимают в зависимости от расчетной температуры и объемного веса пенобетона по табл. ХХ.6.
Основные плиты приняты шириной 1 000 мм, добор-ные — 500 мм.
Грунты, служащие основанием каналов, должны быть непросадочными, с расчетным давлением на глубине 1,5—2 м не менее 1,5 кг /см2. Уровень грунтовых вод принят ниже дна каналов. При укладке каналов в макропористых просадочных грунтах днище выполняется из монолитного железобетона.
Каналы рассчитаны на давление грунта объемным весом 7 = 1 900 кг/м3 и углом естественного откоса <р = 30°, полезную нормативную нагрузку на перекры-
♦ Центральный институт типовых проектов. Серия ТС-01-03, инв. № 4276, «Каналы непроходные сборные для прокладка технологических трубопроводов».
Рис. ХХ.13. Полуподземные каналы по серии ТС-01-03
а, б, в, г и д — поперечные разрезы каналов: соответственно—односекционного, двухсекционного, трехсекционного, четырехсекционного и пятисекционного; е — продольный разрез; ж — деталь сопряжения элементов; Р — рамка; С — стенка: П — плита покрытия; ОП — опорная плита; 1 — песчано-битумная смесь; 2 — шлак объемным весо.м 800 кг/м3- 3 — подготовка из бетона марки 75; 4 — труба для обогрева канала; 5 — закладные детали; 6 — уголок для опирания отопительной трубы; 7 — монтажные петли; 8 — монтажная сварка; 9 — заливка бетоном марки 75
тии р = 400 кг/м2 и на прилегающем грунте pi = = 300 кг/м2, а также на нагрузки от трубопроводов диаметром до 450 мм.
Каналы укладывают с продольным уклоном, который образуется либо за счет уклона площадки (рис. XX. 14,а), либо, если площадка горизонтальная, за счет ступенчатого увеличения глубины канала (рис.
XX. 14,б).
На углах поворота каналов стенки выполняются из монолитного бетона марки 100, толщиной 200 мм (рис. XX. 15). Под угловые плиты покрытия укладывают стальные балки из двутавра № 10.
Наружные стенки каналов утепляются отсыпкой шлака объемным весом 7 = 800 кг/м3\ поверх шлака наносится слой песчано-битумной смеси. Этой же смесью заделываются стыки плит покрытия (рис. ХХ.13, ХХ.15).
488
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
,Спл
“’1
Рис. XX. 14. Продольные разрезы полуподземных каналов по серии ТС-01-03
а — при у клоне площадки <пл совпадающем с уклоном канала 7 ; б — при горизонтальной площадке
Через каждые 40 м по длине делают сквозные температурные швы и на расстоянии не более 80 м — противопожарные перемычки из отсыпки щебнем с бетонными порогами. Для каналов всех типоразмеров применяют сборные элементы, перечисленные в табл. ХХ.7.
Число типов стенок можно сократить, так как плиты СЗ-8; СЗ-10; С5-8 и С5-10 отличаются соответственно от плит С2-10; С2-12; С4-10; С4-12 всего на 30 мм по высоте, для создания уклона плит покрытия. Эта разница может быть компенсирована за счет утолщения подливки под плитами стен или плитами покрытия, как это сделано в каналах серии ТС-01-01.
Т а б л и ц а ХХ.7
Марки конструктивных элементов для полуподземных каналов по серии ТС-01-03
h в мм Рамки Р Стенки С
Ширина каналов в мм
еоо | 1 200 | 1 600 | 2 000
800 Р-8 8 Р-8 12 Р-8 16 Р-8 20 С1-8 С2-8 СЗ-8 С4-8 С5-8
1 000 Р-10 8 Р-10 12 Р-10 16 Р-10 20 С1-10 С2-10 СЗ-10 С4-10 С5-Ю
1 200 Р-12 8 Р-12 12 Р-12 16 Р-12 20 С1-12 С2-12 СЗ-12 С4-12 С5-12
Ширина плит в мм Плиты перекрытий 77
Ширина каналов в мм
800 1 200 1 600 | 2 000
1 000 П1-8 П1-12 П1-16 П1-20
1 000 П2-8 П2-12 П216 П2-20
500 ПЗ-8 ПЗ-12 ПЗ-16 ПЗ-20
500 500 с лю- П4-8 П4-12 П4-16 П4-20
ками ПЗА-8 ПЗА-12 ПЗА-16 ПЗА-20
То же П4А-8 П4А-12 П4А-16 П4А-20
Примечание. Для всех каналов по серии ТС-01-03 применяются опорные плиты марок ОП-1 —ОП-3 и крышки люков марок ПЛ1 и ПЛ2.
Рис. XX.15. Угол поворота трехсекционного канала
а — план по стенам; б — план поверху; в — разрез по 1—7; г — разрез по 2—2\ Р— рамка; С — стенка; П — плита покрытия; 077—опорная плита; / -песчано-битумная смесь; 2 — шлак; 3 — подготовка из бетона марки 75
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
489
Рамки Р (рис. XX. 16) выполняются из бетона марки 200 и армируются каркасами из арматуры диаметром 10 мм, периодического профиля, из стали марки Ст. 5 и диаметром 4, 5, 6 и 8 мм из стали марки Ст. 3. Карка-
а — расстановка закладных деталей; б — армирование;
/ — петли для подъема; 2 — закладные уголки для крепления плит; 3 и 4 — стержни, соединяющие каркасы; К-1—К-3 — каркасы для армирования рамки
Рис. XX.17. Плита П1—12
а — вид снизу; б — разрез по 1—/; в—разрез по 2—2; 1 — пенобетон, толщиной по табл. XX. 6;7 ?
К-1 — каркас ребра; С — сетка плиты
сы соединяют перед установкой стержнями 3 0 5 и 4 0 5.
Наружные стенки С1 делают плоскими, толщиной 80 мм и армируют одиночными сетками по внутренней грани. Внутренние стенки С2—С5 армируют такими же сетками, но они устанавливаются по середине стенок.
Плиты покрытий П (рис. XX. 17) номинальной шириной 1 000 мм делают из бетона марки 200, ребра армируют каркасами со стержнями из стали марки Ст.З, а при диаметрах 10 мм и выше — из стали марки Ст. 5; плиту армируют сеткой из холоднотянутой проволоки.
Рис. XX. 18. Деталь люка
а — план; б — разрез по 1—1\ в — разрез по 2—2; / — пенобетон
На рис. XX. 18 показано устройство смотрового люка в плитах ПЗ и П4. Люки перекрывают сверху железобетонными плитами Пл1, а внутри, для отепления, пенобетонными плитами Пл2.
3. Конструкции сборных тоннелей
Сборные железобетонные тоннели выполняются цельными, замкнутого сечения или из отдельных элементов (рис. XX. 19). Сборные тоннели замкнутого сечения наиболее просты в монтаже.
Рис. XX.19. Поперечные сечения тоннелей
а — замкнутого сечения; б — составного сечения из двух элементов лоткового типа; в—составного сечения из четырех элементов с разрезкой в углах; г — составного сечения из четырех элементов с разрезкой днища в местах нулевых моментов и перекрытия — в углах; д — то же, с разрезкой днища и перекрытия в местах нулевых моментов; е — круглого сечения; ж— двухпролетные, составного сечения с разрезкой, аналогичной разрезке по типу г; з — то же, с разрезкой, аналогичной разрезке по типу д
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
490
Для тоннелей с размерами поперечного сечения до 2,5X3 м включительно целесообразно применять замкнутые рамы (рис. XX. 19,а). Тоннели составного сечения (рис. XX. 19,6) значительно сложнее в монтаже и менее экономичны, чем замкнутые, применение их было обусловлено отсутствием кранов достаточной грузоподъемности. В тоннелях составного сечения с разрезкой в углах (рис. ХХ.19,в) существенно увеличиваются изгибающие моменты; при такой конструкции трудно обеспечить устойчивость сборных элементов при монтаже, поэтому применение их не рекомендуется. Тоннели составного сечения (рис. XX. 19,г), предложенные Мос-подземпроектом, нашли широкое распространение; однако сечение (рис. XX. 19,д) является более рациональным и экономичным решением, так как в этом случае днище и перекрытие разрезаны в местах нулевых моментов. Изготовление элементов стен лоткового сечения затруднений не вызывает. Этот тип сечения принят в рабочих чертежах типовых тоннелей и может быть рекомендован для тоннелей больших размеров.
За последнее время начинают находить применение тоннели круглого сечения (рис. ХХ.19,е), являющиеся наиболее приемлемыми при проходке способом продавливания или тоннельным способом. При открытых котлованах это сечение также является экономичным и достаточно удобным с точки зрения раскладки трубопроводов.
Для двухпролетных и многопролетных тоннелей применяют почти исключительно составные сечения (см., например, рис. ХХ.19,э/с), которые собирают из тех же элементов, что и одноочковые тоннели, изображенные на рис. XX. 19,г, с добавлением нового элемента — средней стенки. Могут быть рекомендованы также и сечения, приведенные на рис. ХХ.19,з.
Размеры поперечных сечений тоннелей определяют исходя из раскладки трубопроводов, причем необходимо обеспечить возможность их осмотра и ремонта, а также прохода людей. Для уменьшения числа типов сборных элементов рекомендуется принимать размеры в свету по ширине и высоте кратными 500 мм, как это принято в типовых тоннелях.
Укладка труб в тоннелях производится: при диаметре трубопроводов до 200 мм — на консолях; при диаметре от 250 до 400 мм — на кронштейнах; при диаметре от 500 до 1 200 мм—на рамах.
Консоли, кронштейны и рамы крепят к стальным деталям, закладываемым в элементах тоннелей при их изготовлении либо в швы между элементами при монтаже. Последний способ является предпочтительным.
Нижние трубы укладывают на бетонные опоры.
Для отвода аварийных и случайных вод в тоннелях делают поперечные и продольные уклоны и лотки. Поперечные уклоны принимают от 0,01 до 0,02, их предусматривают в конструкции тоннелей. Продольные уклоны принимаются не менее 0,002, они образуются за счет уклона дна траншеи.
Для обеспечения возможности пребывания людей в тоннелях в них предусматривается вентиляция.
Тоннели, закладываемые ниже уровня грунтовых вод, должны иметь гидроизоляцию. В тоннелях водопроводных и особенно канализационных допускается просачивание грунтовых вод, которые отводятся в канализацию; при небольшом притоке вод их можно откачивать вручную из приямков, устраиваемых по длине тоннеля.
Теплофикационные тоннели должны быть сухими, так как при наличии значительного количества влаги повреждается теплоизоляция трубопроводов. Электро-кабельные тоннели должны быть сухими.
В зависимости от величины гидростатического давления для теплофикационных, кабельных, пешеходных и тому подобных тоннелей рекомендуется назначать следующие типы гидроизоляции: при заложении пола тоннелей выше уровня грунтовых вод — обмазка стен битумом за 2 раза и оклеивание перекрытия оклеенной
Рис. ХХ.20. Схема гидроизоляции тоннелей а — при заложении'пола тоннеля выше уровня грунтовых вод; б — при заложении перекрытия тоннеля ниже уровня грунтовых вод; 1 — оклеечная гидроизоляция; 2 — бетонная подготовка; 3 — защитная стенка
гидроизоляцией в 2 слоя; при высоте напора воды до 0,7 м — оклеивание стен оклеенной гидроизоляцией в 2 слоя; от 0,7 до 3 м — оклеивание стен оклеенной гидроизоляцией в 3 слоя; более 3 м — оклеивание стен
Рис. ХХ.21. Эпюры моментов замкнутых рам тоннелей а — одноячейкового; б — двухъячейкового; в — эпюра нагрузки круглого тоннеля; г — эпюра моментов круглого тоннеля
оклеенной гидроизоляцией в 4 слоя. Гидроизоляция выводится на 500 мм выше наивысшего уровня грунтовых вод (рис. ХХ.20,а); при заложении ниже уровня грунтовых вод на перекрытие наносится аналогичная гидроизоляция не менее чем в 3 слоя (рис. ХХ.20,6).
Тоннели, расположенные выше уровня грунтовых вод, рассчитывают на полезную нагрузку, собственный вес, вертикальное и горизонтальное давление грунта, а тоннели, расположенные ниже уровня грунтовых вод, также на давление воды. Величины нагрузок и давлений принимают по формулам (ХХ.1) — (ХХ.5) настоящей главы.
Значения изгибающих моментов в сечениях одно-пролетных тоннелей в виде замкнутых рам с учетом перераспределения усилий за счет пластических деформаций можно принимать (рис. ХХ.21,а):
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
491
опорвые моменты
(р +1) I*
Ma = Mb = Mc= Md = - —
пролетные моменты перекрытия и днища
(ХХ.7)
(ХХ.8)
Mi = +
{р + <№
13
где р и q — постоянная и временная вертикальные на грузки на перекрытие тоннеля;
I — расчетный пролет перекрытия тоннеля;
Рис. ХХ.22. Типовые тоннели
а — из замкнутых рам; б — из блоков составного сечения; I—сборный железобетонный блок; 2 —слой асфальта толщиной 20 мм; 3 —слой бетона марки 50, толщиной 100 мм; 4 — гидроизоляция; 5 — сборные составные блоки;
6 — стыки; 7 — цементный раствор
пролетные моменты стен
м м (P_+jl)!L . /VV 01
мгиакс= M2(p+q)~ 20 ’ (XX.9)
(р + <7) Р v 0 .
мин—Map » (XX.9а)
где —максимальное значение изгибающего
момента в пролете стены от бокового давления на стену при шарнирном опирании и при действии полной нагрузки;
-то же, от действия только постоянной нагрузки.
При этом минимальное значение изгибающего момента в пролете стены следует принимать не менее
(ев+/")Я2 , (XX. 10)
48
где ев — интенсивность бокового давления вверху от полной нагрузки;
—то же, внизу стены;
Н — высота тоннеля в осях перекрытия и нижней плиты.
В стенах следует учитывать нормальную силу от нагрузки перекрытия.
При расчете двухпролетных тоннелей замкнутого сечения с пролетами, различающимися не более 20%, расчетные моменты 7Иа, Мь, Me, Md определяют по тем же формулам, а моменты в средней стене принимают равными нулю.
На средней опоре
м, = м/ = -^-(р + 9) (/2 + /|). (ХХ.11)
В тоннелях круглого сечения изгибающие моменты, согласно приложению 19 ТУПМ-56, разрешается определять по формуле
М = 0,15(р + <7) г2 (1 , (ХХ.12)
где г — радиус тоннеля по нейтральной оси;
k — коэффициент бокового давления грунта (см. табл. ХХ.16).
Типовые тоннели*, разработанные Харьковским отделением ГПИ Водоканалпроект, предназначены для сетей водопровода, канализации, электрокабелей и для совмещенных прокладок трубопроводов различного назначения (рис. ХХ.22).
Тоннели можно применять при непросадочных и невечномерзлых грунтах при расчетном сопротивлении грунта под тоннелями из замкнутых рам до 1 кг! см2, а под тоннелями из блоков — до 1,5 кг/см2.
Тоннели рассчитаны на минимальное заглубление 0,7 м и максимальное заглубление 2 м. Максимальный уровень грунтовых вод принят на расстоянии 1 м от поверхности.
Временные нагрузки на поверхности тоннелей, согласно гл. П-Д.9, § 4 СНиПа, приняты:
при засыпке 0,7 м...........................3 т/м?
„ „ 1,2 м и более..................2
Объемный вес грунта — 1,8 г/л2, угол естественного откоса при отсутствии грунтовых вод — 30°, при наличии грунтовых вод — 25°.
Для тоннелей составного сечения из блоков (рис. ХХ.22,б) стыки стен и днища по длине тоннеля совмещают, а в перекрытии смещают на 500 мм; продольные стыки блоков образуются за счет заделки пазов треугольного очертания, устраиваемых в торцах блоков. В сухих грунтах и выше уровня грунтовых вод стыки заполняют цементным раствором, а в покрытии, , кроме того, защищают наклейкой сверху двух полос гидроизоляции (рис. ХХ.23,а). Ниже уровня. грунтовых вод швы в местах стыков со стороны тоннеля заполняют цементным раствором, а пазы заливают битумом (рис. ХХ.23,б и в); кроме того, с наружной стороны наклеивают два слоя гидроизола на битумной мастике.
Гидроизоляция водопроводных и канализационных тоннелей при любом уровне грунтовых вод принята для дна в виде слоя асфальта по бетонной подготовке и для стен и перекрытий — обмазки битумом (рис. ХХ.23,б и в); для тоннелей всех других назначений, в особенности электр.окабельных и теплофикационных, следует применять оклеенную гидроизоляцию (рис. ХХ.20) в зависимости от уровня грунтовых вод.
* Типовые чертежа проходных тоннелей нз сворных железобетонных элементов для инженерных сетей (ТУ 97-57/МСПМХП).
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ. ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
492
Таблица ХХ.8
Маркировка типовых тоннелей и расход материалов
Размеры поперечного сечения тоннеля ( в свету) в мм Тоннели при отсутствии грунтовых вод Тоннели при наличии грунтовых вод
марка тоннеля расход материалов на 1 пог. м тоннеля марка тоннеля расход материалов на 1 пог. м тоннеля
ширина b высота h бетона в м' стали в кг бетона в мл стали в кг
Типовые тоннели из замкнутых рам (рис , ХХ.22, а)
1 500 2000 Т-1 0,9 83 Т-9 0,9 87
2 000 2 000 Т-2 1,1 113 Т-10 1,1 137
2 500 2 000 Т-3 1,5 149 Т-11 1,5 165
3 000 2 000 Т-4 1,73 207 Т-12 1,73 228
2 000 2 500 Т-5 1,32 135 Т-13 1,32 163
2 500 2 500 Т-6 1,56 167 Т-14 1,56 195
3 000 2 500 Т-7 1,95 232 Т-15 1,95 264
2 500 3 000 Т-8 1,87 193 Т-16 1,87 250
Типовые > тоннеле 1 составного сечения из блоков (рис. ХХ.22, б)
3 000 3 000 Т-17 2 358 Т-21 2,18 437
3 500 3 000 Т-18 2,15 387 Т-22 2,33 465
3 000 3 500 Т-19 2,18 450 Т-23 2,33 485
3 500 3 500 Т-20 2,33 475 Т-24 2,5 513
Для водоотводящих тоннелей при необходимости придания монолитности тоннелю применяют стыки по рис. ХХ.23,г, в которых продольную арматуру соединя-
Рис. ХХ.23. Детали стыков типовых тоннелей
а — в перекрытии и в стенах выше уровня грунтовых вод и в сухих грунтах; б —в перекрытии и стенах ниже уровня грунтовых вод; в — в днище ниже уровня грунтовых вод; г — стык тоннеля для водовода; 7 — два слоя гидроизола; 2 — цементный раствор марки 100; 3— битум; 4 — гидроизоляция; 5 — асфальт; 6 — бетон марки 50;
7 — монтажный сварной шов
ют на монтаже сваркой с последующим бетонированием паза шва.
Элементы тоннелей из замкнутых рам армируют сварными плоскими сетками (рис. XX.24). Стенки армируют двойной арматурой, а перекрытие и днище одиночной. С внутренней стороны стен ставят плоские сетки, с наружной стороны — удлиненные сетки, концы которых перегибают и армируют ими опорные сечения перекрытия и днища. Эти сетки в средней части стен разрежены в соответствии с эпюрой моментов. Между сетками вставляют плоские продольные каркасы, удерживающие сетки в проектном положении в процессе
бетонирования. Для рабочей арматуры тоннелей применяют сталь периодического профиля марки Ст. 5, а для монтажной — круглую марки Ст. 3. Бетон для тоннелей — марки 200.
В тоннелях блочного типа (составного сечения) стены армируют двойной арматурой; в днище выпускают петли арматуры (рис.
ХХ.25). Блоки перекрытий выполняют ребристыми, они служат распорками между блоками стен (рис. ХХ.26). Блоки днища выполняют плоскими с выпущенными в сторону блоков стен петлями арматуры (рис. XX. 27), которые стыкуют с петлями стен (рис. ХХ.27,а); внутрь петель вставляют 4 0 12 мм и стык замоноличивают бетоном марки 200 на мелком заполнителе. Блоки изготовляют из бетона марки 200. Для рабочей арматуры применяют сталь периодического профиля марки Ст. 5, а для монтажной — гладкую сталь марки Ст. 3. Расход материалов приведен в табт ХХ.8.
Теплоэлектропроектом, (рис. ХХ.28) разработаны тоннели четырех типоразмеров1 в виде замкнутых рам примерно для тех же расчетных условий, что и типовые тоннели. Они отличаются от типовых тем, что стены и перекрытия армируют двойными плоскими сетками, а опорные сечения — короткими угловыми сетками. Рабочая арматура предусмотрена из
Рис. ХХ.25. Армирование стенового блока тоннеля
стали периодического профиля марки 25Г2С, холодно-
1 Теплоэлектропроект. Альбом сборных железобетонных изделий для подземного хозяйства. № 35576-с М. 1956.
§ 1. КАНАЛЫ И ТОННЕЛИ
493
по м
к-2
iiiiilillSllliiiiiwi
Рис. ХХ.26. Армирование блока перекрытия тоннеля
Рис. XX.27. Армирование блока днища и деталь стыка днища со стеной
а — вид плиты сверху; б — деталь стыка; 1 — плита днища; 2 — бетон марки 200 на мелком заполнителе
тянутой проволоки и частично из круглой стали марки Ст. 3, в связи с чем расход арматуры несколько снизился (табл. ХХ.9) по сравнению с типовыми тоннелями.
Т а б л и ц а х^.9
Маркировка тоннелей, разработанных Теплоэлектропроектом, и расход материалов
Марка тоннеля Размеры поперечного сечения (в свету) в мм Расход материалов на 1 пог. м тоннеля
ширина В высота Н бетона в лс3 стали в кг
ПТ-1 1 450 2 000 0,86 68
ПТ-2 1 800 2 000 0,94 94
ПТ-3 2 500 2 000 1.5 120
ПТ-4 2 500 2 500 1,66 130
2820
Рис. XX.28. Армирование тоннеля, разработанного Теплоэлектропроектом
Промзернопроектом разработана опытная секция тоннеля круглого сечения1 (рис. ХХ.29).
Сравнение расхода материалов на 1 пог, м тоннеля круглого и прямоугольного сечения приведено в табл. ХХ.10.
Промзернопроект. Секция железобетонной сборной подземной транспрртерной галереи, типовой проект № 6868/100, М. 1955.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
494
Рис. ХХ.29. Тоннель круглого сечения
[1 — слой асфальта толщиной 25 jkjk; 2 — шлако-песчаная смесь; 3 — утрамбованная песчаная подушка
Рис. ХХ.-ЗО. Коллектор сечением 2,5x3 м из сборных железобетонных ребристых панелей
/—железобетон марки 200; 2 — бетон; 3 — щебеночная подготовка;
4 — кирпичная стенка; 5 — гидроизоляция; 6 — отверстия для нагнетания цементного раствора; 7— пазы для нагнетания цементного_раствора
Рис. ХХ.31. Трехсекционный водосток из сборных железобетонных ребристых панелей
§ 2. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
495
Т а б л 1 ца XX.10
Расход материалов на 1 пог. м тоннеля круглого и прямоугольного сечения
Тип тоннеля Нагрузки в ш, м- Расход материалов
бетона в м3 стали в кг
Прямоугольного сечения 1,9x2 м 5,9 1,06 190
Круглого сечения без прямоугольного участка 5,6 0,87 189
Круглого сечения с прямоугольным участком .... 5,6 0,97 189
Тоннель круглого сечения несколько экономичнее прямоугольного. В расчете тоннеля круглого сечения не учтено боковое давление грунта, что привело к завышенному расходу арматуры. При более правильном учете нагрузок тоннели круглого сечения окажутся значительно экономичнее тоннеля прямоугольного сечения.
Широкое применение получили тоннели из сборных ребристых панелей, разработанные Мосподземпроектом; они могут быть одиночными (рис. ХХ.ЗО) и многосекци-онными (рис. ХХ.31)*.
Стены выполняются в виде панелей, имеющих внизу уширение в сторону днища с.выпуском петель арматуры. Днище образуется из плоской плиты, замоноличива-емой на месте с блоками стен; арматуру соединяют петлевым стыком. Перекрытие представляет собой ребристые панели, шарнирно опирающиеся на стены. Когда тоннель используется для прокладки трубопроводов, панели изготовляются с ребрами, обращенными внутрь; наружная гладкая поверхность оклеивается гидроизоляцией. Когда тоннель используют для водостоков, панели изготовляются с ребрами, обращенными наружу. Для тоннелей этого типа разработаны также сборные конструкции компенсаторных ниш.
§ 2. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
Подпорные стены применяют для поддержания грунта, если невозможно устройство естественного откоса. Подпорные стены из сборного железобетона выполняют плитными (уголкового типа), с контрфорсами или анкерными (рис. ХХ.32).
Рис. ХХ.32. Схемы подпорных стен а — уголкового сечения; б — с контрфорсами; в — анкерные
Уголковые стены (рис. ХХ.32,а) применяют небольшой высоты, примерно до 4—4,5 м (полная высота), при большей высоте такие конструкции подпорных стен становятся неэкономичными и трудно транспортируемыми. Преимуществом стен этого типа является простота их изготовления и монтажа. Подпорные стены высотой более 4—4,5 м устраивают с контрфорсами (рис. ХХ.32,б); в них давление засыпки передается на плиты стен, опертые на контрфорсы, подошва которых
ЦИИНС, вып. 90, Устройство сборных коллекторов для подземных коммуникаций, Госстройиздат, 1954.
воспринимает все опрокидывающие и сдвигающие усилия. У анкерных стен (рис. ХХ.32,в) также имеются плиты и контрфорсы, но удерживающим элементом является специальная анкерная балка, размещаемая в хвостовой части контрфорса.
Рис. ХХ.ЗЗ. Подпорная стена погрузочной рампы
а — поперечный разрез стены; б — план рядового блока; в—план углового блока
Давление грунта и полезной нагрузки на поверхность стены определяют как для сыпучего тела по обычным формулам строительной механики. При вертикальных стенах и горизонтальной засыпке давление на стены определяется по формулам (XX. 1) — (ХХ.З) § 1 настоящей главы.
На рис. ХХ.ЗЗ приведена подпорная стена для ограждения грузовых платформ1 полной высотой 1 700 мм, ширина плиты основания 1 550 мм, длина блока 2 960 мм (рис. XX,33,б), вес 2,95 т. Бетон принят марки 200; арматура из стали периодического профиля марки Ст.5 и низкоуглеродистой холоднотянутой проволоки.
Подпорная стена запроектирована на нагрузку от засыпки и автопогрузчика грузоподъемностью 5 т.
Кроме основных блоков, запроектированы правые и левые угловые блоки со скосами нижних плит под углом 45° (рис. ХХ.ЗЗ,в).
Наличие двойной арматуры в стенах при малой их высоте недостаточно обосновано.
1 Главтранспроект, инв. № 7277—7281, листы 21—22.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
496
Рис. XX.35. Схема подпорной стенки с косяками
1 — косяки; 2 — плиты, размещаемые на горизонтальных участках косяков и устанавливаемые в пазы их стоек; 3 — плиты, укладываемые по верху косяков; 4 — подушки из утрамбованного щебня
Рис. ХХ.34. Блоки стен высотой 3 500 мм и 4 500 мм
Рис. XX.36. Конструкция сборной железобетонной подпорной стены высотой 2 500 мм
а — подпорная стена;'б — сборные элементы подпорной стены (1—6)
Рис. ХХ.37. Конструкция сборной железобетонной подпорной стены высотой 4 500 мм а — подпорная стена; б — сборные элементы стены (1—10)
§ 2. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
497
На рис. ХХ.34 приведены подпорные стены шихтового двора1 волной высотой 3,5 и 4,5 л, полезной высотой 2,5 и 3,5 м; длина блока 0,98 м. Стены и плиты днища имеют двойную арматуру россыпью диаметром 12 и 16 мм из стали периодического профиля марки Ст. 5 и из круглой стали марки Ст. 3; бетон марки 200.
Углы естественного откоса засыпки у в градусах
Рис. ХХ.38. Сборная подпорная стена анкерного типа
а — аксонометрия блока; б — конструкция стены; в — график минимальных значений отношения ah; 1 — горизонтальные плиты (заполненные шлакобетоном); 2 — треугольные рамы;
3 — анкерные балки; 4 — опоры; 5 — шлак или щебень
При большей высоте уголковые подпорные стены делают составными. Например, в подпорной стене набережной в Лужниках (Москва)2 фундаментная плита выполнена монолитной по свайному основанию, а стенка — сборной из плит длиной 1 480 мм. Стык — петлевой, без сварки, по типу стыка конструкции проф. Передерия. Гипромезом в 1959 г. запроектированы составные подпорные стены из сборных плит основания и стен — с аналогичным стыком.
1 Проект ГПИ Приднепровский Промстройпроект.
2 «Бюллетень строительной техники» № 11, 1956, стр 15.
32 Зак. 2065
На рис. ХХ.35 показана подпорная стена, разработанная Ленинградским отделением ГПИ Промтранспро-ект*. Косяки устанавливают на подушки из утрамбованного щебня без фундаментов. Все горизонтальные плиты прикрепляют к косякам болтами. Для стен одной высоты применяют косяки одного типа; в зависимости от величины нагрузки меняется расстояние между косяками. Подпорные стены этой конструкции могут быть легко разобраны и использованы на новом месте.
Проектной контооой комбината Московуголь разработаны подпорные стены полезной высотой 2,5 и 4,5 м, с уклоном засыпки до 25°**.
Подпорная стена полезной высотой 2,5 м имеет контрфорсы, поставленные через каждые 2 м; собирают ее из шести элементов: двух опорных плит — подконтрфорсной и промежуточной, двух вертикальных плит и двух элементов контрфорса (рис. ХХ.36). Нижняя промежуточная плита по краям имеет выступы, которыми опирается на подконтрфорсную плиту. Элементы контрфорса соединяются между собой сваркой выпусков арматуры с последующим обетонированием стыков. Вертикальные плиты вставляются в пазы контрфорсов.
Подпорная стена высотой 4,5 м сконструирована по тому же принципу, причем расстояние между контрфорсами здесь принято также равным 2 м; вертикальную стену составляют из трех элементов (рис. ХХ.37). Монтаж всех элементов предусматривается автокраном грузоподъемностью 5 г. Технико-экономические показатели подпорных стен приведены в табл. ХХ.11.
На рис. ХХ.38 приведена подпорная стена анкерного типа***. Треугольные рамы опор располагают через 5 м; стене придают строительный уклон в сторону засыпки в 1 : 30—1 : 40. В влагонасыщенных пучинистых грунтах задняя грань стены должна быть гладкой, для чего ребристые плиты заполняют шлакобетоном. Для определения необходимого расстояния от степы до анкерной балки разработан график отношений заложения а к высоте h в зависимости от угла естественного откоса засыпки (рис. ХХ.38,в).
Таблица ХХ.11
Технико-экономические показатели сборных подпорных стен
Организация, разработавшая проект Размеры в м Расход материалов на 1 пог. м стены Вес элемента в т
высота засыпки полная высота стены длина блока |
бетона в м3 арматуры в кг
Главтранспроект типовой Приднепровский пром- 1,25 1,7 3 0,38 62 2,84
стройпроект Проектная контора Мо- 2,5 3,5 1 1,3 120 3,2
сковуголь Ленинградский филиал 2,5 4 2 1,3 190 1,4
Гипромеза Приднепровский Пром- 3 5 5 1,17 170 3,25
стройпроект Проектная контора Мо- 3,5 4,5 1 1,85 206 4,62
сковуголь 4,5 6 2 4,2 520 4,8
♦' Коновалов П. П.» Сборная железобетонная подпорная стенка, «Бюллетень строительной техники» № 1, 1955.
♦♦ Романченко Г. Н., Подпорные стены из сборного железобетона, «Строительная промышленность» № 2, 1956.
♦♦♦ Предложение инженеров М. Ф. Курочкина и А. А. Лякава, Ленинградский филиал Гипромеаа.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
498
Рис. ХХ.39. Схемы разгрузки вагонов на эстакадах и оборудования их обслуживающими площадками в зависимости от типа разгружаемых вагонов.
Ввиду неясности условий работы анкера в насыпном грунте можно рекомендовать величину a/h увеличивать против графика на 20—25% и принимать ее для всех грунтов не менее 0,4; рекомендуемые значения отношений a/h показаны на графике пунктиром.
Во избежание разрыхления грунта под анкерной балкой и образования под ней линии скольжения с наклоном в сторону подпорной стены необходимо общий котлован под стену разрабатывать с горизонтальным дном на отметке под анкерной балкой. Под фундаменты следует разрабатывать небольшие местные котлованы. В целях повышения надежности конструкции и упрощения производства земляных работ можно рекомендовать опустить анкерную балку на один уровень с опорным башмаком, как показано на рис. ХХ.32,в. В подпорной стене указанной конструкции устраняются ненужные участки стен ниже уровня грунта и нет ма-лонагруженных участков подошвы, вследствие чего уменьшается расход материалов (табл. ХХ.11). Все элементы используются полностью и вовлекают в работу «конструкции массу засыпки.
§ 3. РАЗГРУЗОЧНЫЕ ЭСТАКАДЫ
Разгрузочные эстакады подразделяются на два основных типа:
1} низкие эстакады или повышенные пути;
2) высокие эстакады, как правило, оборудованные проходными площадками для открывания люков вагонов.
Высоту низких эстакад определяют из условия образования первичного отвала, достаточного для полной разгрузки вагона без передвижки, и принимают равной 1,5—1,8 м. При разгрузке в отвал последовательно двух вагонов высоту эстакады принимают 2,4—3 м.
Высота эстакад 3 м является минимальной, при которой возможна механизированная уборка материала от эстакады автопогрузчиками, экскаваторами и скреперами с одновременным обеспечением удобной и безопасной работы по открыванию люков полувагонов типа «Гондола» и «Хоппер» с обслуживающих мостиков. Поэтому д некоторых проектах эстакад высотой
§ 3. РАЗГРУЗОЧНЫЕ ЭСТАКАДЫ
499
3 м предусматривается возможность устройства таких мостиков.
Минимальную высоту высоких эстакад принимают 6 м из условия возможности уборки материала из первичного отвала грейферными кранами при наличии обслуживающих мостиков на эстакаде.
Рис. ХХ.40. Конструкция эстакады высотой 1,5 м, разработанная Транстэипроектом
а — поперечный разрез; б — деталь стыка; в — аксонометрия блока; г — аксонометрия боковой плиты; д — аксонометрия диафрагмы; 1 — подушка из тщательно утрамбованного щебня, выровненная песком; 2 — дренаж; 3 — дренирующий грунт; 4 — листовая сталь 3 мм\ 5 — охранный брус; 6 — продольные плиты; 7 —диафрагма; 8 — монтажные петли; 9— петли для крепления плиты к диафрагме; 10 — штырь диаметром 20 мм; , 11 — стык, замоноличенный на месте; 12 — чека
Эстакады большей высоты (9—10 м) применяют на складах с большим грузооборотом, где первичный отвал используется как резервный,, регулирующий, склад материалов.
Высокие эстакады можно устраивать также без мостиков в случае, если обслуживание люков вагонов осуществляется посредством специальных механизмов (кранов, тележек и пр.), выбор типа и конструкции которых производится применительно к местным условиям. Схемы устройства эстакад с мостиками различных типов приведены на рис. ХХ.39.
Длину эстакад определяют из условия разгрузки маршрутных составов весом 2 200 т. При расценке на две подачи длина эстакады должна быть не менее 200 м, при расцепке на три подачи— 130 м.
32*
Типовая эстакада высотой Я=1,5 м, разработанная Транстэипроектом1 (рис. ХХ.40), состоит из двух продольных плит П-1 высотой 1 200 мм, длиной 5 000 мм, соединенных между собой через каждые 2 500 мм поперечными диафрагмами Д-1. Плиты П-1 ребристые изготовляют из бетона марки 200 и армируют сварны-
Рис. ХХ.41. Конструкция эстакады высотой 2,4 м, разработанная Транстэипроектом (поперечный разрез)
1 — подушка из тщательно утрамбованного щебня, выровненная песком; 2 — дренаж; 3 — дренирующий грунт; 4 — листовая сталь 3 мм, 5 — охранный брус; 6 — продольные плиты;
7 — диафрагмы
Рис. ХХ.42. Конструкция эстакады высотой 1,65 м, разработанная Гипромезом
а — поперечный разрез; б — вид сбоку; / — продольные плиты; 2— диафрагма; 3— отверстия 50 мм, 4—дренаж из песчано-гравелистого грунта
ми сетками из проволоки диаметром 6 мм, а ребра — плоскими сварными каркасами из горячекатаной стали периодического профиля марки Ст. 5.
В целях упрощения изготовления можно вместо ребристых продольных плит применять плоские, что не приведет к сколько-нибудь заметному перерасходу бетона.
1 Главтранспроект, инв. № 5787.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
500
Диафрагмы Д-1 плоские армируются сетками из проволоки и сквозными тяжами, заканчивающимися на концах петлями. Плиты соединяются с диафрагмами путем пропуска анкерующего стержня диаметром 20 мм через петли, выпущенные из поперечных ребер плит и
эстакаде высотой 1,5 лс, но продольные плиты П-2 имеют три панели по высоте вместо двух в плите П-1, а в диафрагме Д-2 устроен проем.
Эстакада высотой 77=1,65 лс, разработанная Гипро-мезом1 (рис. ХХ.42), состоит из плоских продольных плит Т-1 длиной 6 000 лслс, шириной 750 лслс, толщиной 150 лслс, соединяемых плоскими диафрагмами Т-2, поставленными на расстоянии 3 500 мм в пазы насухо, без замоноличивания и сварки. По расходу бетона эта конструкция эстакады менее экономична эстакад конструкции Транстэипроекта (табл. ХХ.12), что объясняется применением плоских элементов и большим заглублением продольных плит. К достоинствам ее следует отнести простоту изготовления плоских железобетонных элементов и сборку их насухо, без последующей сварки и замоноличивания стыков. К недостаткам следует отнести отсутствие деревянного отбойного бруса и выступающие за наружные грани «уши> диафрагм, хотя они и расположены вне зоны действия грейферов.
Типовая эстакада высотой /7=1,8 м, разработанная Теплоэлектропроектом2 (рис. ХХ.43), состоит из двух продольных ребристых стен длиной 3 000 мм, высотой 1 695 мм, толщиной 90 мм, соединенных между собой поперечными рамами, поставленными через каждые 1 500 мм и опирающимися на опорные подушки. Стенки соединяют с рамами путем приварки петель, выпущенных из стенок, к стальным закладным планкам рам. Внизу реакции от стенок передают на стойки рам через реборды опорных подушек. Рамы рассчитаны на реакции от верхних и нижних ребер стен. Для защиты от коррозии стальные закладные детали покрывают битумом за 3 раза. Сверху стенки защищают деревянными брусьями.
Рис. ХХ.43. Конструкция эстакады высотой 1,8 лс, разработанная Теплоэлектропроектом
а — поперечный разрез; б — продольный разрез; 1—продольные плиты; 2 — поперечная рама; 3—соединительный башмак; 4 петли поодольных плит; 5 — стальные планки рам; 6 — защитные брусья;
7 — укороченная шпала
из торцов диафрагм с последующим замоноличивани-ем стыка на месте бетоном марки 200 (рис. ХХ.40,б).
Продольные плиты укладывают на подушку из тщательно утрамбованного слоя щебня, выровненного песком. Поверху плиты защищают деревянным отбойным брусом, покрытым стальным листом толщиной 3 мм.
Внутри эстакаду заполняют грунтом с послойным трамбованием. Поверхностные воды отводятся дренажными трубами, укладываемыми через каждые 2 500 мм и соединяемыми отводом с общеплощадочной сетью дренажа или канализации.
Железобетонные плиты и диафрагмы со стороны засыпки покрывают горячим битумом марки III. Железнодорожный путь укладывают на укороченных шпалах по балласту.
Типовая эстакада высотой /7=2,4 лс, разработанная Транстэипроектом1 (рис. ХХ.41), решается аналогично
Т а б л и ц а ХХ.12
Технико-экономические показатели низких эстакад
Размеры в м Расход материалов на 1 пог. м эстакады я
Организация, разработавшая проект высота Н длина блока □ л Н ас и о ® арматуры в кг на закладные детали в кг всего ста- 1 ли в кг 1 Вес элемен в т
0,37 0,63 0,6
0,69
1,22
1,22 1,2 2
100 1’63
170 3,64
Транстэипроект ........
Гипромез ..............
Теплоэлектропроект . . .
Транстэипроект.........'
Типовой 4-03-197 без мостиков и без футеровки То же, с футеровкой стен уголками...............
Теплоэлектропроект . . .
То же .................
5 6
3 5
3,42
3,42 3 2.5
81
74 80 135
290
290 268 420
34
20 35
120
260 102 170
410 3,03
550 3,5
370 3,4
590 4,2
Эстакада конструкции Теплоэлектропроекта после приведения показателей к единице высоты оказывается менее экономичной, чем эстакады конструкции Транстэипроекта, по расходу бетона ив то же время более экономичной по расходу стали (табл. ХХ.12); эта эстакада несколько экономичнее эстакады конструкции Гипромеза; экономия достигается за счет замены простых плоских железобетонных элементов более сложными ребристыми.
Типовая эстакада высотой 3 м, разработанная Тепло-
I Главтранспроект, инв. № 5787.
1 Гипромез, черт. № 48213-1 до 48213-8.
2 Теплоэлектропроект, типовой № 4443-с.
§ 3. РАЗГРУЗОЧНЫЕ ЭСТАКАДЫ
501
электропроектом1 (рис. ХХ.44), состоит из про-дольных стен длиной 2 990 мм, высотой 3 310 мм, толщиной 100 мм, с двумя вертикальными ребрами, расположенными на расстоянии 1 500 мм друг от друга. Боковые плиты стен аналогичной эстакады высотой 4 м имеют длину 2 490 мм, высоту 4 310 мм, толщину 100 мм с двумя вертикальными ребрами, расположенными через каждые 1 250 мм.
Поперечные рамы трапециевидной формы, замкнутого очертания поставлены против ребер стен и соединяются с ними вверху и внизу сваркой стальных накладок. После сварки стыки покрывают битумом за 3 раза. В отличие от низких эстакад, эстакады высотой 3 и 4 м заглубляются ниже отметки пола прилегающих складов на 700 мм во избежание подрыва их грейфером.
Поверху стен устанавливают брусья. В эстакадах высотой 4 м
ные закладные детали для возможности приварки мостиков для открывания люков вагонов.
Для эстакады высотой 3 м конструкции Теплоэлек-тропроекта по сравнению с эстакадами конструкции Транстэипроекта высотой 2,4 м при увеличении высоты на 25% расход материалов почти в 2 раза больше (табл. XX. 12), что объясняется дополнительным заглублением этих эстакад на 700 мн, а также менее рациональной конструкцией их.
деревянные защитные предусмотрены сталь-
а — поперечный разрез; б — продольный разрез; / —продольные плиты; 2 — поперечные рамы; 3— стальные закладные планки; 4 — стальные накладки на монтажной сварке; 5 — защитные брусья; 6 — уплотненный шлак 200 мм, глина 100 мм, шлак 200 мм, щебень; 7 —дренаж
Типовой проект эстакад высотой 3, 6 и 10 м разработан в технологической части институтом Гипро-никель, а в строительной части — Ленинградским отделением ГПИ Промтранспроект2.
Эстакада высотой 3 м (рис. ХХ.45) состоит из двух продольных плоских плит длиной 3,4 м (блоки № 1), соединенных между собой рамными диафрагмами (блоки № 3), поставленными через 2 лс друг от друга и на 0,7м от торцов продольных плит. Эстакада заглублена в грунт на 0,65 м. Пространство между продольными плитами заполняют дренирующим грунтом (песок или
i)
в
1
500 *-1-^ 500-»\
Рис. ХХ.45. Конструкция эстакады высотой 3 м, по типовому проекту 4-03-197
л —поперечный разрез; б — фасад (в левой части футеровка не показана); в — деталь футеровки; 1 — блок № 1; 2 — блок № 2; 3 — блок № 3; 4 — блок №4; 5 — уплотненный шлак 200 мм; 6 — глина 100 мм; 7 — шлак 200 мм; 8 — плотно утрамбованный щебень; 9 — уплотненный ще5ень; 10 - дренажная труба J = 125 мм; 11 — футеровочные уголки 90x9 через каждые 500 мм; 12 — закладные полосы 80x8 мм
1 Теплоэлектропроект, Типовой проект № 13187 с.
2 ЦИТП, Типовой проект 4-03-197 «Сборные железобетонные железнодорожные эстакады для складов руды топлива». Рабочие чертежи, альбомы I и II, ннв. ЛЬ 4932.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
502
Рис. ХХ.46. Конструкция эстакады высотой 6 м по типовому проекту 4-03-197
а — фасад эстакады (в левой части обслуживающие площадки не показаны); б — разрез по 1 — Г, в—разрез по 2—2;
1 —блок № 1 из парных балок; 2 — шкафной блок; 3 — блок № 3— стойки опор; 4 — блок № За — стойки устоя
Рис. ХХЛ7. Детали эстакад высотой 6 и 10 ле
а — деталь площадок обслуживания; б — опорные части; в — деталь крепления рельса, вариант!; г — деталь крепления рельса, вариант 2; / — уголки 90x9; 2 — решетка из уголков 70x7; 3 — перила из уголков 70x7; 4 — защитный бортик из листа 250 x 8; 5 — настил из стержней диаметром 16 мм, через 30 мм; 6 — защитный уголок 90X9; 7 — рельс Р-43; 8 — подкладки через 500 мм; 9— упругая прокладка из прессованной древесины или бакелитизированной фанеры; 10 — пружинная клемма; 11 — путевой шуруп;
12 — деревянные вкладыши из дуба или бука; 13 — болт диаметром 20 мм; 14 — сварной стакан
§ 4. БУНКЕРНЫЕ ЭСТАКАДЫ ДОМЕННЫХ ЦЕХОВ
503
шлак), поверх которого укладывают балластный слой и железнодорожный путь на укороченных шпалах. Под эстакадой устраивают дренаж. По верху плит-блоков № 1 укладывают защитные железобетонные брусья (блоки № 4), после снятия которых возможна смена шпал без подъемки пути. Блоки выполняют из бетона марки 200 и армируют ненапряженной арматурой периодического профиля марки Ст. 5 и гладкой марки Ст. 3.
Технико-экономические показатели низких эстакад приведены в табл. XX.12.
Разгрузочная эстакада высотой 6 м по типовому проекту 4-03-197 имеет пролеты по 12 м (рис. ХХ.46).
Пролетные строения состоят из парных продольных балок длиной 11,95 м, высотой 1 350 мм, шириной 300 м, соединенных четырьмя поперечными диафрагмами, поставленными на расстоянии 3 850 мм, общий вес блока 29,2 т.
Продольные балки опираются на промежуточные опоры, выполняемые в виде одиночных стоек сечением 800X800 мм, весом 14,6 т, с двухконсольным уширением для опирания балок. Стойки заделывают в стаканы монолитных железобетонных башмаков с подошвами 4X4 м, рассчитанных на основное расчетное давление на грунт 2 кг)см2.
От механических повреждений стойки защищены четырьмя уголками, приваренными к рабочей арматуре.
Оригинально решена конструкция обсыпного устоя. Он состоит из двух стоек промежуточных опор, повернутых на 90° к оси эстакады; на стойки поставлен шкафной блок, служащий опорой для балок и ограждающий верхнюю часть насыпи. Стойки устоя отличаются от промежуточных стоек отсутствием защитных уголков и расположением закладных деталей для опор; опалубочные размеры и армирование их совершенно идентичны. Таким образом, эстакада собирается всего из трех типов элементов — пролетного строения — блок № 1, шкафной части — блок № 2 и сто^к — блоки № 3 и За.
' Балки изготовляют из бетона 400 и армируют предварительно напряженными пучками по 18 стержней диаметром 5 мм, из высокопрочной проволоки с пределом прочности 17000 кг/см2 (по ГОСТ 7348-55). Пучки в каждой балке располагают в пять рядов по два пучка; нижние три ряда прямые, а верхние два ряда к опорам отведены вверх. Кроме пучков, балки армируют поверху и понизу 2 0 25П и через 200 мм по высоте стержнями из горячекатаной стали периодического профиля.
Поперечная арматура состоит из двухсрезных хомутов d=8 мм, поставленных в крайних третях балок попарно на расстоянии 100 мм друг от друга, а в средней части — по одному через 200 мм.
. Стойки армируют ненапряженной горячекатаной арматурой периодического профиля, из стали марки Ст. 5 с хомутами из гладкой стали марки Ст. 3; консоли стоек армируют четырьмя плоскими каркасами с отгибами на дуговой сварке. Башмаки армируют полосовыми сетками шириной 1 200 и 1 400 мм, уложенными в двух направлениях друг на друга.
Опоры балок (рис. ХХ.47,6) выполняют из плоских листов толщиной 40 мм, на сварке. Пролетное строение ставят на штыри и не соединяют с опорой; в продольном направлении подвижность балок обеспечивается путем оставления зазоров в верхнем опорном листе по обоим концам балки.
Обслуживающие площадки (рис. ХХ.47,я) выполняют решетчатыми из стержней диаметром 16 мм, уложенных через 30 мм по швеллерам № 14, с ограждением от засыпания листом 250X8 мм\ консоли и перила делают из уголков. Крепление рельсов предусмотрено
в двух вариантах. По первому варианту (рис. ХХ.47,в) рельс ставят на стальные и упругие прокладки и кре^ пят путевыми шурупами к деревянным вкладышам из дерева твердых пород, заложенных в балках. По второму варианту (рис. ХХ.47,г) рельс крепят болтами с молоткообразной головкой к стальным стаканам, заложенным в подпутевые балки.
Крепление рельсов непосредственно к железобетонным балкам принято по аналогии с креплением рельсов к железобетонным шпалам по типовым проектам Пром-транспроекта 1957 г. Следует отметить, что в ранее выполненных проектах разгрузочных эстакад рельсы укладывались по деревянным мостовым брусьям, которые защищали балки от повреждений при разгрузке и смягчали воздействие рельсов на балки. Переход на жесткие крепления значительно ухудшает условия работы балок.
Нижние углы балок защищают против окалывания падающими кусками материала уголками, приваренными к продольной арматуре балок.
Разгрузочная эстакада высотой 10 м по типовому проекту 4-03-197 (рис. XX.48) имеет, так же как и эстакада высотой 6 м, пролеты по 12 м, но опоры решены двухстоечными.
Конструкция блока балок проезжей части и шкафного блока, опорные части балок, площадки обслуживания и детали крепления рельсов сохранены теми же, что и в эстакадах высотой 6 м (по рис. ХХ.47). Промежуточные стойки имеют сечение ветвей 500X800 мм, вес блока 21,6 т, его выполняют из бетона марки 300 и армируют ненапряженной арматурой периодического профиля, из стали марки Ст. 5. Наружные углы стоек защищают уголками, приваренными к рабочей арматуре. Обсыпной устой решен аналогично устоям в эстакаде высотой 6 м — в виде двух промежуточных стоек, повернутых на 90е к оси эстакады; на эти стойки опирается шкафной блок устоя. Технико-экономические показатели эстакад с двусторонними площадками обслуживания приведены в табл. XX.13.
Таблица XX. 13
Технико-экономические показатели высоких эстакад по типовому проекту 4-03-197
Высота в м Расход материалов на 1 пег. м эстакады
бетона в м3 арматуры в кг па опоры и закладные детали в кг на площадки обслуживания в кг всего стали в кг
6 2,28 330 138 208 676
10 3,29 454 153 208 815
§ 4. БУНКЕРНЫЕ ЭСТАКАДЫ ДОМЕННЫХ ЦЕХОВ
Бункерные эстакады располагаются вдоль всего фронта доменных печей. Подача сырых материалов производится поездами или трансферкарами по верхним железнодорожным путям, а подача кокса — ленточным транспортером. Бункеры разгружаются с помощью барабанных затворов в вагон-весы, которые подают шихту к скиповой яме, расположенной по оси доменной печи. Из скиповой ямы шихту по наклонному мосту подают в доменную печь.
Шаг основных рам эстакады принимают 4 570 мм, исходя из конструкции затворов и вагон-весов, на некоторых заводах — 4 268 и 4 685 мм.
Для ремонта вагон-весов параллельно эстакаде располагается депо, в которое вагон-весы подаются транспортерной тележкой, передвигающейся поперек эстакады. В месте вывода вагон-весов шаг колонн принимается 18—20 м.
За последнее время Гипромезом разработаны проектные задания бункерных эстакад с транспортерами вместо вагон-весов с шагом 6 м.
Рис ХХ.48. Конструкция эстакад высотой 10 м по типовому проекту 4-03-197
а — фасад эстакады (в левой части обслуживающие площадки не показаны); б — разрез по 7—7; в — разрез по 2—2\ 1 — блок № 1 из
парных балок; 2 — шкафной блок; 3 — блок № 3—стойки опор;
4 — блокж№ За—стойки устоя
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
План эстакады
§ 4. БУНКЕРНЫЕ ЭСТАКАДЫ ДОМЕННЫХ ЦЕХОВ
Рис. ХХ.49. Бункерная эстакада доменной печи^Челябинского металлургического завода
1 — металлические бункеры; 2 — барабанные затворы; 3 — вагон-весы
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
506
План по берху
До последнего времени бункерные эстакады выполнялись либо стальными, либо с монолитным железобетонным каркасом. Последнее решение принято также в типовых проектах доменных печей объемом 1 033, 1 386 и 1 513 Л13. За последнее время разработаны конструкции сборных эстакад, описание которых приведено ниже.
Бункерная эстакада Челябинского металлургического завода была первой эстакадой, выполненной в сборном железобетоне. Первоначально она была разработана применительно к типовому проекту в монолитном железобетоне с несущими арматурными каркасами, затем перепроектирована на сборную, причем оказалось необходимым сохранить габариты железобетонных конструкций и все стальные конструкции, что предопределило разрезку ее на отдельные элементы и типы стыков1.
Конструкция эстакады приведена на рис. ХХ.49, схема членения каркаса на рис. ХХ.50. В месте вывода вагон-весов железобетонные ригели опираются на стальную продольную балку. Выполнение этой балки в сборном железобетоне оказалось невозможным из-за больших нагрузок и большого веса ее, введение монолитного железобетона затрудняло и задерживало строительство, поэтому принятое решение, хотя и несколько необычное, было вполне оправданным.
Ленточные фундаменты эстакады выполнены монолитными, стык сборных колонн с фундаментами приведен на рис. ХХ.51. На концах стыкуемых элементов имеются стальные обоймы, приваренные к арматуре и соединяемые на сварных накладках. Монтажная установ-
1 Шунаев В. К., Коваленко А. Ф., Сборные железобетонные конструкции бункерной эстакады доменного цеха, «Строительная промышленность» № 2, 1956.
Рис. ХХ.51. Стык сборных колонн с фундаментом
1 — стальные обоймы; 2 — центрирующая наборная прокладка;
3 — крепежные уголки (временные); 4 — стыковые накладки;
5 — зачеканка жестким раствором марки 300; 6 — обетониро-вание по сетке; М — монтажные сварные швы
§ 4. БУНКЕРНЫЕ ЭСТАКАДЫ ДОМЕННЫХ ЦЕХОВ
507
Рис. ХХ.52. Стыки
а _ двух частей ригеля—вертикальный разрез; б — балок с поперечным ригелем—горизонтальный разрез; 1— верхняя часть ригеля; 2 — стальной лист толщиной 1 мч приварен к верхнему каркасу; 3 — поясные уголки арматурного каркаса; 4 — сварной шов по всей длине; 5 — арматурная сетка; 6 — заполнение бетоном; 7 — нижняя часть ригеля; 8 — лист толя (снизу/; 9 — стыковая накладка; 10—балка
ка колонн производилась на центрирующую прокладку с последующей заваркой стальных накладок и зачекан-кой зазора жесткой бетонной смесью марки 300.
Рис. ХХ.53. Деталь анкеровки стальных закладных деталей, работающих на сдвиг
/ — ригель; 2 — балка
Основной поперечный ригель составлен по высоте из двух элементов, стыкуемых на монтаже, что обусловлено невозможностью подъема и транспортирования целого элемента. Стык ригеля по высоте выполнен при помощи сварки продольных уголков, входящих в арматурные каркасы ригелей (рис. ХХ.52). Две половины ригеля бетонировались вместе, что обеспечило плотное соприкосновение нижней и верхней частей. Устройство продольного стыка ригеля в средней зоне по высоте требует дополнительного расхода стали на уголки и большого количества сварочных работ на монтаже, поэтому в дальнейшем такое решение не может быть рекомендовано.
Продольные железобетонные балки имеют сбоку по концам вертикальные стальные полосы, заделанные в бетон с помощью приваренных к ним анкерных дуг (рис. ХХ.53). В ригелях рам в месте примыкания балок имеются стальные листы, заделанные в бетон с помощью анкерных дуг обратного направления. -Балки устанавливаются на стальные монтажные столики., приваренные к ригелю; для компенсации неточностей в длине балок устанавливаются компенсирующие накладки (рис. ХХ.52,9), которые привариваются на монтаже сплошными швами к закладным листам балок и ригелей.
Элементы весом до 20 т изготовлялись на заводе сборных конструкций; ригели рам весом более 20 т изготовлялись на стенде в торце эстакады. Монтаж элементов и подача ригелей со стенда к месту монтажа производились портальным краном.
В табл. XX.14 приведены технико-экономические показатели эстакады из сборного и монолитного железобетона.
Таблица ХХ.14
Технико-экономические показатели на 1 пог. м эстакады
Наименование показателя Единица измерения Тип железобетонной эстакады
сборной монолитной с'несущими арматурными каркасами
Расход бетона лез 960* 1040
„ стали m 315 317
, лесоматериалов . . ж3 100 700
Трудоемкость ч.-д. 8 100 23 000
♦ Расход бетона сократился за счет устройства стальной балки над выводом вагон-весов.
Для следующей доменной печи № 5 того же завода Свердловским Промстройпроектом запроектирована бункерная эстакада с аналогичными стыками и разрезкой элементов за исключением продольного стыка ригеля, который вынесен выше. При этом несущим является только нижний элемент ригеля, что разгружает стык от расчетных усилий.
В бункерной эстакаде Макеевского металлургического завода имени С. М. Кирова1 в сборном железобетоне решена типовая, рудная часть. Нетиповой, коксовый, блок над скиповой ямой с большепролетной балкой решен полностью в металле (рис. XX. 54). Для экономии стали целесообразно и в коксовом блоке применять сборные железобетонные колонны, особенно по
1 Проект Приднепровского Промстройпроекта.
508
ГЛАВА. XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
Лом
Z627Z
Рис. ХХ.54. Конструкция сборной бункерной эстакады
; _ двухветвегые колонны; 2 — поперечный несущий ригель; 3 — консольные балки
наружному ряду, где сохраняется типовой шаг колонн.
Поперечные железобетонные рамы приняты с шагом 4 268 мм. Они состоят из двух двухветвевых колонн /, на внутренние стойки которых опираются поперечные ригели 2- На продолжение колонн и на середину ригеля опираются консольные железобетонные балки <3, на которые устанавливаются стальные подпоездные балки. Средняя продольная балка в верхней части имеет консоли для опирания на ригель рамы между верхними балками.
Наклонные стенки бункеров железобетонные, в виде панелей с продольными балками, опирающимися на консоли колонн. К поперечным ригелям подвешиваются стальные поперечные стенки, к которым крепятся внутренние наклонные стенки бункеров и затворы. Существенным преимуществом данного решения является то, что все железобетонные элементы опираются друг на друга сверху, вследствие чего на монтажные соединения передаются только второстепенные усилия. Это позволяет упростить монтажные стыки (рис. ХХ.55).
Бункеры горячего агломерата защищены сборными плитами из жароупорного бетона, под которыми уложен слой шлаковойлока. Сверху плиты защищены от ударов и истирания стальными листами толщиной 8 мм.
Изготовление элементов весом до 5 т производилось на заводе сборных железобетонных конструкций, элементов весом более 5 т — на полигоне, оборудованном краном на железнодорожном ходу, грузоподъемностью 40 т. Монтаж элементов эстакады (рис. ХХ.56) производился портальным краном К-303, вспомогательных элементов — стреловым краном СК-25*.
Технико-экономические показатели по эстакаде этого типа в сравнении с типовой эстакадой, решенной в монолитном железобетоне, приведены в табл. ХХ.15-
♦ Джиоев И. М., Рубинштейн М. 3.. Опыт строительства сборной железобетонной бункерной эстакады. «Бетон и железобетон» Mb 3, 1958.
Таблица ХХ.15
Технико-экономические показатели бункерной эстакады Макеевского завода
Наименование показателей Единица измерения Конструкция эстакады
сборная для доменной печи М 5 монолитная (типовой проект)
Расход металла . леса на опалубку , стали на опал/бку Число рабочих, занятых на строительстве, в день . . . Трудоемкость строительства Проюлжительность строительства • Общая стоимость работ m JK® m ч.-д. сутки % 309 20 20 2 910 30 100 325 150 200 14 600 180 115
§ 4. БУНКЕРНЫЕ ЭСТАКАДЫ ДОМЕННЫХ ЦЕХОВ
509
1250------1-— 975 -------
Рис. XX. 55. Детали стыков элементов
] — колонна; 2 — верхняя балка; 3 — цементный раствор, залит через прорезь; 4 — панель; 5 — место.приварки панели к планке колонны
ГЛАВА. XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
510
Рис. ХХ.56. Схема монтажа эстакады
— эстакада; 2 — козловой кран К-303; 3 — стреловой кран СК-25 на железнодорожном ходу; 4 — вспомогательный кран; 5 — железнодорожный путь
§ 5. БУНКЕРЫ
Бункерами называются саморазгружающиеся хранилища сыпучих материалов — угля, руды и др.
Бункеры бывают пирамидальные и корытные, складчатого типа. Пирамидальные бункеры состоят из воронки в виде перевернутой усеченной пирамиды, обеспечивающей самотечную разгрузку, и верхней
Рис. ХХ.57. Схемы бункеров призматической части, создающей необходимую емкость (рис. ХХ.57). Корытные бункеры имеют две наклонные и две вертикальные грани. Выпускные отверстия располагаются вдоль всего нижнего ребра пересечения наклонных граней либо непрерывно, как в бункерных эстакадах, либо с небольшими рассечками. Разработанных и утвержденных типовых решений сборных бункеров пока нет.
1. Геометрические характеристики бункеров
Обозначения геометрических размеров бункеров (рис. ХХ.58): где 01 и Ь\ — стороны нижнего основания воронки;
аг и ^2 — стороны верхнего основания воронки.
h\ и Лг — высота соответственно воронки и призматической части;
Рис. ХХ.58. Геометрические размеры бункера
х0 и у0 — расстояния между серединами верхнего и нижнего оснований воронки;
Ci, с2, сз, С4 — горизонтальные заложения наклонных граней;
Vn— объем призматической части бункера;
Ув—объем воронки.
§ 5. БУНКЕРЫ
511
Объем бункера определяют по формуле
V = Vn + VB а262 й2 + -^-Х
X [(2а2 + aj b2 + (2а, + а2) 6J . (XX. 13) Координаты центра тяжести вычисляют по формулам
X. - + м+ 2°.», . (Х х 14|
= (Xx.lS)
Высоты и углы наклона стенок определяют по формулам
+ (хх. 16)
tgan = —, (XX. 17)
Сп
где п — номер стенки.
Длину ребра, образованного пересечением стенки п со стенкой k, и угол наклона ребра к горизонту вычисляют по формулам
/м = /л1 + 4 + 4; (хх. 18)
Двугранный угол, образованный пересечением стенки п со стенкой k, вычисляют по формуле
cosр = — cosап• cos. (ХХ.20)
2. Расчет сборных бункеров
Нагрузку от засыпки определяют как давление сыпучего тела на подпорную стену неограниченной длины. Объемный вес и угол естественного откоса засыпки определяют по фактическим данным или по табл. XX. 16.
Рис. ХХ.59. Разложение сил, действующих на наклонную стенку
Рис. ХХ.60. Схема действия растягивающих сил наклонных граней
Коэффициент перегрузки для давления и собственного веса сыпучих тел по аналогии с п. 15 «Технических условий проектирования силосов для сыпучих тел» (ТУ 124-56) принимается равным п=1,3. При этом должно быть учтено полное заполнение бункеров материалом.
Кроме коэффициента перегрузки, при определении усилий от местного изгиба, т. е. усилий от поперечного
Таблица ХХ.16
Характеристика различных сыпучих тел
Сыпучие тела Объемный вес 7 в т/л3 Угол естественного отко-са в град. Отношение горизонтального давления к вертикальному k Коэффициент трения /
по бетону | по металлу
По ТУ 124-56
Апатитовый концентрат . . 1,9 35 0,271 0,6 0,35
Гипс кусковой с зернами
размером в мм:
более 100 1,45 30 0,333 0,45 0,3
до 100 1,35 40 0,217 0,55 0,35
Глинозем 1,2 30 0,333 0,5 0,3
Зерно (пшеница) ...... 0,8 25 0,406 0,4 0,37
Известь, обожженная с зерна-
ми размером в мм:
более 100 1,1 30 0,333 0,45 0,3
до 100 0,8 35 0,271 0,55 0,35
Известь гашеная в порошке 0,7 35 0,271 0,55 0,35
Карналит • .... 0,8 35 0,271 0,5 0,3
Кокс 0,6 45 0,172 0,84 0,47
Магнезитовый порошок с
зернами размером до 10 мм . 1,8 33 0,295 0,53 0,35
Нефелиновый концентрат . . 1,5 35 0,271 0,5 0,3
Песок сухой 1,6 35 0,271 0,7 0,5
Песок влажный 1.8 40 0,217 0,65 0.4
Песок, насыщенный водой . . 2 25 0,405 0,45 0,35
Сода кальцинированная . . . 0,6 40 0,217 0,5 0,3
Уголь антрацит 0,9 30 0,333 0,5 0,3
Уголь битуминозный несор-
тированный 0,9 40 0,217 0.6 о.з
Уголь мелкий орешковый и
угли, применяемые в коксо-
химическом производстве 0,8 40 0,217 0,65 0,35
Уголь бурый 0,7 45 0,171 0,7 0,35
Фосфоритная мука 1,6 40 0,217 0.5 0,3
Цемент 1,6 30 0,33 0,58 0,3
По литературным данным
Агломерат железной руды . . 1,7—2 45 0,171
Гравий мокрый 1,9—2 25 0,406
Гравий сухой 1,8 35—45 0,271—0,171
Доломит 60 мм 1,7 40 0,217
Зола сухая угольная .... 0,7 15 0,589
Известняк дробленый . . . 1,4—1,7 35—45 0,271—0,171
Клинкер цементный 1,4 33 0,295
Марганцевая руда (Чиатур-
ская) 1,8-2 45 0,171
Магнезит в порошке .... 2,2 40 0,217
Окалина 1,9-2,1 30—35 0,333—0,271
Пыль угольная 0,7 15 0,589
Руда магнитный железняк . . 2,5—3,5 45 0,171
„ красный железняк .... 2 —2,8 45 0,171
„ бурый железняк 1,6—2 45 0,171
Скрап крупный чушковый
чугунный 2,9—3,2 55 0,099
Торф кусковой 0,75 30 0,333
„ фрезерный 0,65 30 0,333
Шлак котельный сухой . . . 0,85 35 0,271
изгиба отдельных плит, из которых составлены воронки бункеров, следует учитывать коэффициент динамичности k от ударов засыпки при заполнении бункера.
При загрузке бункеров непосредственно из самораз-гружающихся вагонов с большой высоты или из грейферов большой емкости, коэффициент динамичности k принимают:
при малых объемах бункера относительно объема одновременно выгружающейся захватки сыпучего тела, когда одна захватка в значительной мере заполняет бункер, £=>1,4;
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
512
Значения коэффициентов k, т, п
Таблица ХХ.17
а в град, по рис. XX.58 Значения коэффициента т при <р в град. Значения коэффициента п при <р в град.
20 25 30 35 40 45 50 20 25 30 35 40 45 50
30 0,872 0,852 0,833 0,818 0,804 0,793 0,785 0,221 0,257 0,288 0,315 0,338 0,358 0,375
35 0,831 0,805 0,782 0,76 0,742 0,727 0,717 0,239 0,279 0,313 0,342 0,367 .0,389 0,407
40 0,789 0,755 0,725 0,697 0,677 0,657 0,645 0,251 С,292 0,327 0,358 0,385 0,407 0,426
42 0,772 0,734 0,701 0,673 0,648 0,629 0,615 0,253 0,295 0,33 0,361 0,388 0,411 0,43
45 0,745 0,703 0,667 0,635 0,609 0,586 0,566 0,255 0,297 0,333 0,364 0,391 0,414 0,433
48 0,719 0,672 0,632 0,598 0,568 0,533 0,525 0,253 0,295 0,33 0,361 0,388 ’0,411 0,43
50 0,701 0,651 0,608 0,572 0,54 0,513 0,495 0,251 0,292 0,327 0,358 0,385 0,407 0,426
52 0,684 0,631 0,586 0,547 0,514 0,486 0,466 0,247 0,288 0,323 0,353 0,379 0,402 0,42
55 0,658 0,602 0,552 0,511 0,474 0,444 0,418 0,239 0,279 0,313 0,342 0,367 0,389 0,407
58 0,633 0,573 0,52 0,475 0,437 0,404 0,376 0,229 0,266 0,298 0,327 0,351 0,372 0,389
60 0,618 0,554 0,5 0,453 0,412 0,378 0,349 0,221 0,256 0,288 0,315 0,338 0,358 0,375
62 0,602 0,536 0,48 0,431 0,389 0,353 0,323 0,212 0,246 0,276 0,302 0,325 0,344 0,36
65 0,582 0,513 0,453 0,402 0,357 0,319 0,287 0,195 0,228 0,255 0,278 0,3 0,317 0,332
68 0,563 0,489 0,427 0,373 0,327 0,288 0,254 0,177 0,206 0,231 0,252 0,271 0,288 0,30
70 l0,55 0,475 0,411 0,356 0,309 0,272 0,234 0,164 0,19 0,214 Д234 0,251 0,266 0,278
Значение коэффициента k । • --
0,49 | | 0,406 | 0,333 | 0,271 | | 0,217 | | 0,171 | | 0,132
яри относительно больших размерах бункера, когда одна захватка мало изменяет загруженность бункера,
при наличии решеток над бункером k=\.
Давление засыпки (рис. ХХ.59) определяют по сле-
дующим формулам:
вертикальное q = 7h ; (XX. 21)
горизонтальное р = k^h\ (ХХ.22)
нормальное скату да = т 7 h ; (XX. 23)
вдоль ската ра = п 7 h; (XX. 24)
Рис. ХХ.61. Отрыв воронки
На местный изгиб нагрузкой, каждую грань рассчитывают как или защемленную по контуру.
Если нижняя сторона грани меньше четверти верхней ai < 0,25 a2t то эту грань рассчитывают как треугольную пластинку, защемленную в смежных наклонных гранях. Верхнюю сторону считают защемленной или опертой в зависимости от жесткости примыкающих конструкций. При наличии у бункера призматической части верхнюю сторону обычно принимают защемленной. Усилия определяют по таблицам для треугольных пла-
нормальной скату q, пластинку, опертую
Рис. ХХ.62. Прямоугольная плита, заменяющая трапецеидальную
где
*=tg* (45°
т — cos2 а + k sin2 а ;
П = (1 — k) cos а sin а ;
(ХХ.25)
(XX. 26)
(XX. 27)
значения величин k, т, п приведены в табл. ХХ.17.
Каждую грань воронки бункера рассчитывают на четыре вида усилий:
1) на местный изгиб нагрузкой, нормальной скату Qa ;
2) на растяжение в горизонтальном направлении (рис. ХХ.60) от реакций примыкающих граней;
3) на отрыв воронки (рис. ХХ.61);
4) на общий изгиб бункера как пространственной коробки, опертой на углах.
стинок.
Если 01 > 0,25 02, трапецеидальную грань заменяют прямоугольной с размерами (рис. ХХ.62):
/расч — л (2fli + 0g) J (XX.28)
о 01 4- 02
Лрасч — Н
а2 (°2--- а1)
6 (01 + 02)
(ХХ.29)
Нормальную составляющую собственного веса наклонной стены определяют по формуле
ga = g cos а • (ХХ.ЗО)
На растяжение в горизонтальном направлении (рис. ХХ.60) от реакций примыкающих граней грань рассчитывают как внецентренно растянутую с учетом моментов от местного изгиба.
Растягивающая сила на единицу длины стены составляет
^ = ^^-sina, (ХХ.31)
где h — глубина засыпки в рассматриваемом сечении;
b — пролет примыкающих плит на данном уровне; a—угол наклона рассчитываемой стены.
§ 5. БУНКЕРЫ
513
При расчете на отрыв воронки в бункерах, подвешенных к жесткому пространственно несмещаемому контуру, отрывающие усилия считают равномерно распределенными по периметру воронки (рис. ХХ.61).
В симметричном бункере интенсивность растягивающих усилий определяют по формуле
G
^2(а + Ь)^п ’ <ХХ-32>
где G — вес засыпки и нижней части воронки;
а и b — размеры сторон в рассматриваемом сечении.
Рис. ХХ.63. Центр тяжести бункера
В несимметричном бункере с смещением центра тяжести хс и ус (рис. ХХ.63) интенсивность растягивающих усилий определяют по формуле: для стороны длиной b
G
Рв = ~о/ , м .— ; (XX. 33)
2(a + 6)sina^
для стороны длиной а
G
Ра = ’ (хх- 34)
2 (а + b) sin ап у
где
2 (а -р Ь)
tx = \ ± ' хс\ (XX. 35)
ab
t _ 1 + 2 <Q + u /vv
ly = 1 ± ~ Ус. (Ал. Зо)
ab
В бункерах, опертых на четыре колонны в углах, все растягивающие усилия концентрируются в ребрах.
Разрывающее усилие в ребре определяют по формуле
Gn
Nn = ~T • (ХХ.37)
s in рп
где Gn— вертикальная опорная реакция в колонне, определяемая по формуле
G / 2хс 2ус\
°'’ = т(,±Т±т): (ХХ'38)
₽л— угол наклона ребра к горизонту.
В несимметричном бункере с двусторонним смещением центра тяжести все четыре реакции будут различными.
В выражениях для tx и ty и для GnB формулах (ХХ.35), (ХХ.36) и (ХХ.38) знаки плюс принимают для 33 Зак. 2065
опор, ближайших к центру тяжести, а знак минус — для противостоящих опор.
Можно считать, что практически нет жестких неизменяемых конструкций, к которым подвешиваются воронки. Воронки обладают настолько большой жесткостью, что даже в бункерах с призматической частью основные растягивающие усилия будут восприниматься ребрами. По исследованиям автора, в треугольной балке-стенке при нагрузке, действующей понизу, в средней части растяжение отсутствует, а все растягивающие усилия кон-
Рис. ХХ.64. Схема действия растягивающих сил в наклонных ребрах
центрируются в углах. Поэтому во всех бункерах следует растянутую арматуру [из расчета на отрыв воронки, по формуле (ХХ.37)] сосредоточивать в ребрах и надежно заанкеривать ее на опорах.
Рис. ХХ.65. Заменяющая эпюра напряжений от общего изгиба бункера
От действия растягивающей силы в наклонном ребре вдоль горизонтальных ребер возникают сжимающие силы (рис. ХХ.64), определяемые по формулам:
Na = Nn cos р/2 cos ; (XX. 39)
Nb = Nn cos рЛ соз.ф* . (ХХ.40)
Бункер, опирающийся на четыре колонны по углам, работает на общий изгиб в двух направлениях.
Изгибающий момент в направлении стороны а (рис.
ХХ.65) определяют по формуле
а / 3 \
Л1а = — О2+—G, , (XX. 41) о \ 2 /
то же, в направлении стороны Ь: b / 3 \
G2 + -r(?i , о \ 2 /
(XX. 42)
где а и b — размеры бункера в плане;
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
514
Рис. ХХ.66. Эпюры напряжений от общего изгиба а — в треугольной балке-стенке с углом 45°; б — в треугольной балке-стенке с углом 60°; в — в квадратной балке-стенке; г — в треугольной балке-стенке с углом (3/
Gi — вес засыпки и стенок воронки;
Ог — вес призматической части бункера.
В симметричных бункерах моменты Ма и Мь распределяются поровну между двумя продольными гранями бункеров. В несимметричных бункерах моменты распределяют с учетом смещения центра тяжести по следующим формулам:
для одной стенки (рис. ХХ.63)
K=-v"(i±v); <хх-43)
4 = y(i±v)- с™-44)
Момент, изгибающий стенки бункеров, вызывает в них распределение напряжений, не следующее прямолинейному закону. Для бункеров, состоящих из одних воронок, общий изгиб воспринимается треугольными балками-стенками.
Распределение напряжений по среднему сечению треугольных балок-стенок имеет вид, показанный на рис. ХХ.66; для сравнения приведена эпюра распределения напряжений по среднему сечению квадратной балки-стенки.
Для целей практики криволинейные эпюры напряжений заменяют треугольными в сжатой зоне и прямоугольными в растянутой (рис. ХХ.66) по следующему эмпирическому правилу. В треугольной балке-стенке с углом Pi=45° (рис. ХХ.66,г), принимают: расстояние от верхнего ребра до равнодействующей сил сжатия х= =0,045а; плечо внутренней пары сил z и длину эпюры растягивающих напряжений c=z=0,25a; для треугольных балок-стенок с другими углами величины Xi, zi и ci считают пропорциональными отношению ki =
(в градусах), т. е. xi=kixi\ zi —ci = kizlt Все величины, необходимые для расчета, приведены в табл. ХХ.48.
Для бункеров-воронок плечо внутренней пары по вертикали определяют по формулам:
z0 = zsin а, х0 = xsin а.
(ХХ.45)
В бункерах с призматической частью растягивающие напряжения считаются приложенными на том же расстоянии от верхнего ребра воронки. Сжимающие напряжения считаются равномерно распределенными по
§ 5. БУНКЕРЫ
515
Таблица XX.18
Расчетные величины треугольных балок-стенок (обозначения по рис. ХХ.66,г)
высоте вертикальной стенки. Тогда плечо внутренней пары будет равно
z0 = (х + z) sin а + 0,5 h2 < 0,5 а. (XX. 46)
\ / v
Рис. ХХ.67. Схема армирования наклонной грани воронки бункера
1 — на местный изгиб по опорному моменту; 2 — на местный изгиб по пролетному моменту; 3 — на местный изгиб по пролетному моменту, на растяжение от заполнения бункера и на растяжение от общего изгиба; 4 — на местный изгиб по опорному моменту и на растяжение от заполнения бункера; 5 — на растяжение от опорной реакции в углах; 6—на отрыв воронки
В бункерах с высокой призматической частью при h2> 0,5а вертикальные грани будут работать как прямоугольные балки-стенки; в этом случае плечо внутренней пары следует принимать постоянным и равным
zo = 0,5a. (XX.*47)
Интенсивность растягивающих усилий на 1 пог. м длины грани воронки принимают равной
Ма а=-----(XX. 48)
?о с
Треугольную грань воронки армируют согласно схеме, показанной на рис. ХХ.67/Арматуру 1 и 4 ставят с внутренней стороны, арматуру 2 и 3 — с наружной стороны грани, а арматуру 5 и 6 — в углах.
3. Конструкции сборных бункеров
Бункеры из целых воронок, разработанные Гипрокок-сом1, располагаются вдоль склада угля над подземной галереей для подачи угля потребителю. Воронки размером в плане 2 750X2 230 мм и высотой 1 780 мм, с заплечиками шириной 250—300 мм, со стенками толщиной 120 мм (рис. ХХ.68) опираются на контурные балки. На
1 Гипрококс, черт. № 323043.
Рис. ХХ.68. Сборные бункеры из целых воро-* нок
Рис. ХХ.69. Бункеры из сборных плит, соединенных при помощи сварки (общие виды и детали узлов)
/ — стальные планки, привариваемые при монтаже; 2 — монтажные швы
33*
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
516
Рис. XX.70. Армирование плит бункеров
а — плита П-1 (верхняя и нижняя арматура); (б — плита П-3 (верхняя арматура); в — плита П-3 (нижняя арматура)
Рис. ХХ.71. Бункеры для мелкого кокса
каждую воронку расходуется 2,4 я? бетона марки 200 и 556 кг арматуры из стали периодического профиля марки Ст. 5. Армирование сборных воронок выполнено аналогично монолитным.
Ленинградский Промстройпроект разработал сборные бункеры из целых панелей на грань или составных— из двух плит1 (рис. ХХ.69). В этих бункерах предусматривается приварка арматуры панелей к стальным планкам, соединяемым между собой по толщине плиты диафрагмами. Плиты соединяются между собой стальными накладками на монтажной сварке. Соединения рассчитаны на полное восприятие изгибающих и растягивающих усилий, действующих в месте стыка, тем самым полностью обеспечивается монолитность бункера; стыки после сварки бетонируются.
1 Ленинградский Промстройпроект, Железобетонные бункеры, часть 2, серия ЖБ-223.
К недостаткам этой конструкции сборных бункеров следует отнести очень большое число стальных закладных деталей, через которые передаются не только изгибающие, но и растягивающие усилия (рис. ХХ.70), и, как следствие этого, большое число монтажных швов; кроме того, для монтажа бункеров требуется устанавливать поддерживающие леса.
В этих бункерах неправильно сконструирована арматура, работающая на отрыв воронки. Эта арматура должна быть сконцентрирована в углах и надежно заанкерена на опорах из расчета на восприятие всей опорной реакции. Стальные планки вдоль углов плит следует выполнять сплошными и соответствующим образом крепить на опорах.
Для хранения мелкого кокса Гипрококс1 применил сборные бункеры, разработанные Гипротисом (рис.
1 Гипрококс, черт. № 334282.
§ 5. БУНКЕРЫ
517
Рис.ХХ.72. Детали узлов
а — опирание плит на балку; б — соединение плит по наклонному ребру (футеровка диабазовыми плитками не показана); ] — бетон на мелком щебне марки 300; 2 — сталебетон; 3—диабазовые плитки; 4 — монтажная сварка
Продольный разрез Поперечный разрез
План
Панели М, Л2
ХХ.71). Каждая воронка в этих бункерах состоит из четырех панелей размерами «на грань», имеющих вдоль верхних ребер заплечики, которыми плиты опираются на сборные опорные балки. Вертикальные стенки составлены из отдельных плит, работающих только на горизонтальную нагрузку. Опирание плит воронок на балки сверху разгружает монтажные соединения, вследствие чего конструкция их упрощается.
Плиты вдоль наклонных ребер окаймлены снаружи стальными полосами, а изнутри размалкованными обрезанными уголками, к которым приваривается арма-. тура плит (рис. ХХ.72). Снаружи плиты соединены стальными накладками через 500 мм. Изнутри плиты сварены сплошными швами через компенсирующий неточности изготовления круглый стержень диаметром 20 мм. Сплошные швы необходимы для придания непроницаемости бункеру.
Опорные балки, поставленные под воронкой, мало оправданы, так как воронки сами являются пространственными балками значительно большей жесткости, чем опорные балки. Однако конструкция Гипротиса является более удачной, чем конструкция Ленинградского Промстройпроекта, и может быть рекомендована к дальнейшему применению. Стальные окаймляющие элементы плит воронки следует учитывать в качестве угловой растянутой арматуры, для чего их необходимо соответствующим образом закрепить на опорах.
Промэнергочерметом разработаны бункеры, в которых воронки не подвешены, а оперты снизу на специальную балочную клетку1. Для ТЭЦ типа III на 12 тыс. кет бункеры угля выполнены из 8 трапецеидальных панелей двух типоразмеров, а бункер пыли из 10 панелей трех типоразмеров — одной прямоугольной и двух трапецеидальных, прямой и обратной (рис. ХХ.73). В ТЭЦ типа IV на 12 тыс. кет применены только пылеугольные бункеры корытного типа, выполняемые из прямоугольных панелей двух типоразмеров (рис. ХХ.74).
Панели ребристые с высотой ребер 300 мм\ толщина плиты 70 мм. Панели опираются на несущие балки сверху, горизонтальные усилия вверху передаются на верхние плиты перекрытия, а внизу на металлическую рамку течки. В бункерах по рис. ХХ.74 горизонтальные реакции передаются на нижние балки, что потребовало их уширения.
Панели соединены между собой и с балками сваркой закладных деталей; сварные швы расчетных усилий не воспринимают. Бункеры пыли для герметизации соединены сваркой сплошных полос.
Бункеры описанной конструкции дают по сравнению с монолитными уменьшение расхода бетона на 30% и резкое снижение трудоемкости. К недостаткам следует отнести сложную форму панелей и введение специальной балочной клетки понизу вместо использования собственной несущей способности воронок.
По проекту Приднепровского Промстройпроекта в сборном железобетоне осуществляются погрузочные двухрядные бункеры корытного типа для руды2. Нижние участки колонн и фундаменты до отметки 5,32 предусмотрены монолитными с несущими арматурными каркасами. Основными несущими элементами бункеров являются поперечные двухконсольные ригели высотой 3 980 мм, весом 20,4 т, образующие нижние части поперечных стен бункеров (рис. ХХ.75). Верхние части поперечных стен составляются из двух панелей. Вертикальные участки продольных стен образованы из панелей размером «на ячейку» весом 13,6 и 19,6 т. Наклонные
Рис. ХХ.73. Сборные железобетонные бункеры из крупных панелей для ТЭЦ типа III на 12 тыс. кет
1 Стронгин С. Г., Космачев С. Е., Сборные железобетонные бункеры электростанций, «Строительная промышленность» № 5, 1956.
2 Приднепровский Промстройпроект, объект 830-02-01.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
518
Поперечный разрез Продольный разрез
Рис. ХХ.74. Сборные железобетонные бункеры из крупных панелей ТЭЦ типа IV на 12 тыс. кет
1 — стальная течка; 2 — доборный элемент; 3 — монолитная продольная балка с несущим армокаркасом
Рис. ХХ.75. Сборные погрузочные бункеры для руды
а — разрез по 1 — Г, б — элементы поперечной стены; в — план по 2 — 2; 1 — нижний элемент поперечной стены; 2 — верхние элементы поперечной стены; <3 и 4 — внутренняя и наружная продольные вертикальные стены; 5 и б —внутренняя и наружная продольные наклонные стены; 7 — монолитная часть с несущими арматурными каркасами; 8 — монолитный бетон стыков
§ 6. силосы
519
стены образованы-тоже из панелей размерами «на ячейку» весом 15,5 и 18,3 г.
Все сборные элементы не доводятся до взаимного пересечения и соединяются между собой при помощи сварки стальных накладок с последующим бетонированием зазоров между плитами. В нижних узлах наклонные плиты воронок устанавливаются на мощные продольные балки и соединяются с ними сваркой стальных накладок.
§ 6. СИЛОСЫ
К силосам относятся цилиндрические и прямоугольные хранилища сыпучих материалов с отношением высоты стенки Н к наименьшему размеру поперечного се-
Рис. ХХ.76. Схемы силосов4
а — с воронкой, образующейся за счет забутки; б — со стальной конической воронкой диаметром не более 0,5 D; в — с железобетонной воронкой
чения D, равным или большим 1,5. При различных конструкциях днищ высоту стен Н принимают по рис. ХХ.76.
Силосы проектируются, как правило, с рядовым расположением (рис. ХХ.77,а), шахматное расположение (рис. ХХ.77,б) допускается в отдельных случаях, например при расширении существующих силосов. Длина силосного корпуса с цилиндрическими силосами не должна превышать 80 м.
Внутренние диаметры круглых силосов (в метрах) принимают:
для тяжелого зерна (пшеницы).............. 6
. легкого зерна (подсолнечника) .... 12, 18
, цемента................................... 12, 15, 18
„ угля...................................
. соды (кальцинированной)................... 18, 24
. других материалов......................6,12, 15,^18, 24
Рис. ХХ.77. Расположение силосов а — рядовое; б — шахматное
Высоту стенок силосов принимают до 30 м; для силосов, возводимых на крупнообломочных, скальных и полускальных грунтах, высота стенок может быть увеличена до 40 лс.
Днища силосов рекомендуется устраивать плоскими с забутками без применения воронок (рис. ХХ.76,а) или со стальными коническими воронками с наибольшим диаметром до половины внутреннего диаметра силосов (рис. ХХ.76,6).
1. Расчет силосов
Силосы рассчитываются на нагрузки от собственного веса и давления сыпучего тела, от собственного веса конструкций, а также на снеговую, ветровую и полезные нагрузки.
Горизонтальные и вертикальные нормативные давления сыпучих тел в силосах определяют по формулам:
рн = а-у-£, (XX. 49)
р”
4" = -^-. КХХ.50)
где рп и qn— соответственно горизонтальное и вертикальное нормативные давления;
л — поправочный коэффициент для учета всех сопутствующих явлений: повышения давлений при разгрузке, при охлаждении стенок (в случае хранения горячего сыпучего с температурой не более 120°), при работе пневматических систем выпуска в условиях их нормальной эксплуатации, а также повышения давлений в результате обрушений сыпучего (рис. ХХ.78);
7 —объемный вес сыпучего тела;
f — коэффициент трения сыпучего тела о стенки силосов, определяемый по табл. XX. 16;
F
F и U — площадь и периметр поперечного сечения силоса;
k — отношение горизонтального давления к вертикальному, определяемое по формуле (ХХ.25) и табл. xxif
Величины £ = (1—е ) приведены в табл. XX. 19;
у — глубина сечения от поверхности засыпки; е—основание натуральных логарифмов.
Вертикальное нормативное давление, передающееся через трение на стенки силосов, определяют по формуле
<7"=/Рн- (XX. 51)
При определении давления в пределах воронки силоса уменьшение поперечных размеров силоса не учитывается.
Нормативное давление на наклонные грани воронок определяют по формуле
q* = Рн sin2 а + qH cos2 а , (XX. 52) где а — угол наклона днища к горизонту.
Расчетные нагрузки от давления и собственного веса сыпучего тела определяются путем умножения величин нормативных нагрузок на коэффициент перегрузки п=1,3.
Поправочные коэффициенты а и коэффициенты условий работы т в зависимости от назначения и рас-
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
520
положения силосов (рядовое или шахматное) для различных -зон приведены на рис. ХХ.78.
При расчете на сжатие стенок силосов, при расчете колонн подсилосных помещений и при расчете фундаментов принимают а=1; т=1; объемные веса 7 сыпучих тел, приведенные в табл. ХХ.16, принимают с коэффициентом 0,9.
Таблица ХХ.19
Расчетные характеристики сыпучих тел
a=t а=1 т=1 т=1
а=2 Га=2 Г
Для круглых силосов т= 11 т=21 |
Для прямоугольных при м
для круглых силосов тЫ I т=2 |
для прямоугольных t— п ' ' ~
т=2
приУм f т=2
Для угольных силосов при любом расположении и во всех зонах а-1} т~1
д)
7" е р е — fk р & Ifk р е — fk р
0,01 0,01 0,29 0,252 0,57 0,434 0,85 0,573 2,3 0,9
0,02 0,02 0,3 0,259 0,58 0,44 0,86 0,577 2,4 0,909
0,03 0,03 0,31 0,267 0,59 0,446 0,87 0,581 2,5 0,918
0,04 0,039 0,32 0,274 0,6 0,451 0,88 0,585 2,6 0,926
0,05 0,049 0,33 0,281 0,61 0,457 0,89 0,589 2,7 0,933
0,06 0,058 0,34 0,288 0,62 0,462 0,9 0,593 2,8 0,939
0,07 0,068 0,35 0,295 0,63 0,467 0,91 0,597 2,9 0,945
0,08 0,077 0,36 0,302 0,64 0,473 0,92 0,601 3 0,95
0,09 0,086 0,37 0,309 0,65 0,478 0,93 0,605 3,1 0,955
0,1 0,095 0,38 0,316 0,66 0,483 0,94 0,609 3,2 0,959
0,11 0,104 0,39 0,323 0,67 0,488 0,95 0,613 3.3 0,963
0,12 0,113 0,4 0,33 0,68 0,493 0,96 0,617 3,4 0,967
0,13 0,122 0,41 0,336 0,69 0,498 0,97 0,621 3,5 0,97
0,14 0,131 0,42 0,343 0,7 0,503 0,98 0,625 3,6 0,973
0,15 0,139 0,43 0,349 0,71 0,508 0,99 0,628 3,7 0,975
0,16 0,148 0,44 0,356 0,72 0,513 1 0,632 3,8 0,978
0,17 0,156 0,45 0,362 0,73 0,518 1,1 0,667 3,9 0,98
0,18 0,165 0,46 0,368 0,74 0,523 1,2 0,699 4 0,982
0,19 0,173 0,47 0,375 0,75 0,528 1,3 0,727 5 0,993
0,2 0,181 0,48 0,381 0,76 0,532 1,4 0,753 6 0,998
0,21 0,189 0,49 0,387 0,77 0,537 1,5 0,777 7 0,999
0,22 0,197 0,5 0,393 0,78 0,542 1,6 0,798 8 1
0,23 0,205 0,51 0,399 0,79 0,546 1,7 0,817
0,24 0,213 0,52 0,405 0,8 0,551 1,8 0,835
0,25 0,221 0,53 0,411 0,81 0,555 1,9 0,85
0,26 0,229 0,54 0,417 0,82 0,559 2, 0,865
0,27 0,237 0,55 0,423 0,83 0,564 2,1 0,878
0,28 0,244 0,56 0,429 0,84 0,568 2,2 0,889
Изгибающие моменты определяют как для плоской горизонтальной рамы. Для квадратных четные изгибающие моменты в середине опоре стенки определяют по формулам:
силосов рас-пролета и на
(XX. 54)
(XX. 55)
свету.
силосов рас-веса, веса и
Железобетон т=ЪЗ Столь т=0,в т-1,3
При Ь^1Дмт~2 npuh = O т=1,3 f,5>h>0 т-поинтерполяции Для всех в ниш, при
Рис. ХХ.78. Распределение коэффициентов а и коэффициентов условий работы т
а — при рядовом расположении силосов, предназначенных для всех видов сыпучих материалов, кроме зерна и угля; б — то же, для зерна; в — при шахматном расположении силосов, предназначенных для всех видов сыпучих материалов, кроме зерна и угля; г — то же, для зерна; д— при любом расположении силосов для днищ при а = 2; I — наружный или одиночный силос;
наружный силос или наружная звездочка; II и 1Г — внутренние силосы
Стенки круглых силосов, как отдельно стоящих, так и соединенных в корпусе, рассчитывают в горизонтальном направлении на осевое растяжение силой, определяемой по формуле
п р" D N = —
(XX. 53)
где N— расчетное растягивающее усилие на единицу высоты стенки;
п = 1,3 — коэффициент перегрузки;
D — внутренний диаметр силоса.
Стенки прямоугольных силосов рассчитывают на внецентренное растяжение силой, определяемой по формуле (ХХ.53), причем за D принимается соответствующий размер в свету стороны силоса.
здесь В — размер квадратного силоса в В вертикальном направлении стенки считывают на сжатие от собственного полезной нагрузки надстроек, давления ветра (только для однорядных силосов) и от расчетного вертикального усилия, возникающего от веса сыпучего, передающегося через трение, которое определяют по формуле
Ыу = п(1у-<Г)-^- , (XX. 56)
где Wy—расчетное усилие на единицу длины стенки по периметру горизонтального сечения силоса.
Прочие обозначения те же, что в формулах (ХХ.50) и (ХХ.53).
Конические воронки рассчитывают на растяжение по меридианальному и кольцевому сечениям. Горизонтальное расчетное усилие на единицу длины мериди-анального сечения определяют по формуле
qHD
WB = n-?—(ХХ.57) 2 sin а
где DB — диаметр воронки в горизонтальном сечении, проведенном через рассматриваемую точку. Остальные обозначения те же, что и в формуле
(ХХ.52).
§ 6. силосы
521
Расчетное растягивающее усилие по направлению образующей на единицу длины кольцевого сечения воронки
kD2
Т = п
к DBsin а
(XX. 58)
где QB — вес части воронки и сыпучего тела, расположенных ниже плоскости сечения.
Остальные обозначения те же, что в формулах (ХХ.50), (ХХ.53) и (ХХ.57).
Количество кольцевой арматуры в стенках круглых силосов на единицу высоты определяют по формуле
Fa =-----£----. (XX. 59)
/?а.у
где m — коэффициент условий работы, определяемый по данным, приведенным на рис. ХХ.78;
#а.у — условное расчетное сопротивление кольцевой арматуры (см. гл. V настоящего справочника), определяемое по Нормам и Техническим Условиям проектирования железобетонных конструкций.
Количество арматуры в стенках прямоугольных силосов на единицу высоты определяют по формуле
1 АУ ЛП
mRa.y \ 2 z / ’
(XX. 60)
где z—плечо внутренней пары сечения стенки; остальные обозначения те же, что в формуле (ХХ.59).
Толщину железобетонных фундаментных плит рекомендуется подбирать так, чтобы поперечная сила воспринималась бетоном. При этом величина ее, приходящаяся на 1 пог. м плиты, не должна превосходить
Q < Яр.1ООЛо , (XX.61)
где hQ — расчетная высота сечения плиты в см.
Если нагрузка на плиту передается колоннами с квадратными башмаками, то расчетную поперечную силу определяют по формуле (рис. ХХ.79):
а [а> — (6 + /г)2]
°- <(„+») (ХХИ>
где а—реактивное давление грунта на подошву фундамента от вышележащих расчетных нагрузок за вычетом расчетной нагрузки от собственного веса плиты, засыпки и пола;
со — площадь фундаментной плиты, приходящаяся на данную колонну;
b — ширина башмака колонны на уровне верха плиты;
h — высота плиты.
Для стенок сборных силосов рекомендуется применять замкнутые кольцевые элементы. В вертикальных стыках элементов стенок необходимо обеспечивать передачу полного усилия стыкуемой горизонтальной арматуры, поэтому следует стремиться по возможности сокращать количество таких стыков. В конструкциях сварных стыков со стальными закладными деталями следует бетонировать стыки для предохранения их от коррозии.
Для стенок сборных силосов, армированных обычной или предварительно напряженной арматурой, применяется бетон марки не ниже 200.
Стенки круглых силосов армируются, как правило, двойной арматурой, устанавливаемой у наружной и внутренней граней стенок. Допускается устанавливать одиночную ненапряженную арматуру у наружной грани в следующих случаях:
Рис. ХХ.79. Опирание башмака на фундаментную плиту
пг — п —условные сечения, в которых определяется расчетная поперечная сила
а) в верхней зоне стенок наружных силосов на протяжении 7з их высоты;
б) по всей высоте стенок внутренних силосов много-грядных силосных корпусов;
в) для зерновых силосов одиночная арматура допускается в рядовых силосных корпусах для наружных силосов также в нижней зоне на высоте 0,15 Н от днища. Для шахматных силосных корпусов одиночная арматура в стенках наружных силосов и звездочек допускается в верхней зоне в пределах 0,85 Н—Н и в нижней зоне на высоте 0,15 Н от днища.
Предварительно напряженную арматуру разрешается ставить во всех случаях в один ряд у наружной грани с обязательной защитой ее от коррозии.
Стенки силосов рекомендуется армировать арматурой периодического профиля в виде сварных сеток или отдельных стержней, диаметр которых должен быть не более 16 мм, а шаг — не более 200 мм.
Кольцевая арматура в виде сварных сеток или отдельных стержней должна стыковаться внахлестку (согласно НиТУ 123-55). В одном вертикальном сечении стенки силоса допускается стыковать не более 25% всех стержней.
Для обеспечения лучшей пространственной работы конструкции в стенках силосов устанавливают вертикальную арматуру в количестве не менее 3 см2 на 1 пог. м длины стенки. Наружную и внутреннюю кольцевую арматуру соединяют в уровне каждого кольца связями из проволоки диаметром 2—3 мм, через каждые 500—700 мм.
2. Конструкция сборных силосов
Для опытного силосного корпуса на 8 300 т зерна Промзернопроект1 в отличие от обычной формы круглых силосов предложил силосы квадратного сечения, что позволяет собирать их из плоских элементов. Ячейки силосов имеют размеры 4,5X4,5 м и составляются из плит, соединяемых при помощи сварки.
Основанием силосов является монолитная железобетонная плита толщиной 700 мм, из бетона марки 200.
1 Промзернопроект, X* 6625/2500, Москва, 1956.
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
522
Рис.ХХ. 80а Прямоугольные силосы для зерна
а — план по колоннам; б — план
балкам; в — план по плитам днищ; в — план по воронкам; б —поперечный разрез
по
Рис. ХХ.81. Деталь соединения стеновых панелей
1 —стеновые панели; 2 — нащельник;
3 — заливка бетоном; 4 — сварка
На плиту по сетке 4,5X4,5 м устанавливают сборные башмаки, в стаканы которых заделывают сборные колонны, расширяющиеся кверху. На колонны в двух направлениях укладывают сборные железобетонные балки под стены силосов (рис. ХХ.80).
Днища силосов состоят из сборных железобетонных угловых элементов и подвесных конических воронок, выполняемых из листовой стали толщиной 4 мм.
Стены силосов состоят из плоских многопустотных панелей размером 4 310X1800 мм> толщиной 250 мм, из бетона марки 300, армированных горячекатаной сталью периодического профиля марки 25Г2С и круглой сталью марки Ст. 3.
Силосы перекрываются ребристыми панелями размерами 4,5X1 >5 м. Над силосами устанавливают сборные колонны, ригели и прогоны галереи, по которым укладывают кровлю из волнистых асбестоцементных листов.
В 1959 г. по проекту ЦНИЛ Госкомитета по хлебопродуктам в опытном порядке построен силосный корпус из сборных замкнутых квадратных рам с размерами ячеек 3,2X3,2 м*
♦ Хороший И., Элеватор из сборного железобетона, «Строи тельная газета» № 81 от 8 июля 1959 г.
§ 6. силосы
523
----------------—----------75000
На отметке + 6.00
На отметке -0.00
Рис. ХХ.82. Корпус силосов а — фасад; б — планы на отметке 0,00 и 6,00
Сборный железобетонный силосный корпус на 32 000 т, разработанный Государственным проектным институтом № 6*, состоит из двух блоков по 24 круглых силоса диаметром 6 м. Зерном заполняются силосы и звездочки между ними.
♦ Раев В. Н., Типовой проект силосного корпуса в сборном железобетоне, «Новая техника и передовой опыт в строительстве» № 5, 1956.
Основанием силосов служит монолитная железобетонная плита толщиной 600 мм, из бетона марки 200. В плите устраивают башмаки стаканного типа в виде приливов для колонн с шагом 3 м, расположенных в шахматном порядке (рис ХХ.82, ХХ.83).
Силосы выполняются из сборных колец внутренним диаметром 5 700 мм, высотой 1 480 мм и толщиной стенок 120 мм (рис. ХХ.84).
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БНУКЕРЫ И СИЛОСЫ
524
Кольца средних банок и верхние трети наружных банок армируют одиночными сетками, а нижние кольца крайних банок — двойными сетками из стали периодического профиля марки Ст. 5; кольцевые стержни сваривают электродами типа Э-42.
Рис. ХХ.83. Поперечный разрез корпуса силосов
1 — монолитная железобетонная плита; 2 — сборные железобетонные колонны; 3 — сборные железобетонные плиты; 4 — бетонные блоки; 5 — сборные железобетонные кольца; 6 — сборные железобетонные пилястры в крайних силосных банках; 7 — шлакобетон; 8 — сборная железобетонная плита; 9 — сборная железобетонная рама;
10 — сборные крупнопанельные плиты
В местах соприкосновения колец друг с другом бетонные поверхности их обрабатывают для лучшего сцепления с бетоном при замоноличивании, а между ними вставляют каркасы высотой 1 500 мм с выпусками вертикальной арматуры; в горизонтальные швы между кольцами вставляют сетки; места соединения силосов заливают бетоном в инвентарной стальной опалубке, закрепляемой к выпускам сеток (рис. ХХ.85).
Изготовление колец предусмотрено в стальной опалубке на полигоне в зоне действия монтажного крана. Монтаж элементов силосов предусмотрен башенным краном БК-40 грузоподъемностью 18 т при вылете стрелы 30 м и производится с помощью стального кондуктора, устанавливаемого внутри кольца с закреплением его к закладным петлям для подвески монтажных подмостей.
Силосный корпус для цемента разработан Государственным проектным институтом № 6* в трех вариантах на основе типового проекта Южгипроцемента № 94-04. Силосный корпус состоит из 16 силосных банок диаметром 10 м, высотой 26,55 м, расположенных в два
♦ ГПИ № б, № Т-112-56, Москва, 1956.
ряда через 12 м по осям в обоих направлениях (рис. XX.86).
Перекрытие подсилосного этажа опирается на 12 сборных колонн, расположенных по двум концентрическим окружностям, и состоит из сборных предварительно напряженных секторных панелей. Надсилосная галерея образуется двумя предварительно напряженными
Рис. ХХ.84. Сборное кольцо в силосной банке
1 — выпуск петли для подвески монтажных подмостей
Рис. ХХ.85. Колонна-шпонка в месте стыка силосных банок
1 — арматурный каркас; 2 — арматурная сетка; 3 — выпуски арматуры для крепления опалубки
железобетонными фермами, поставленными на расстоянии 12 м одна от другой. По нижнему поясу ферм укладывают предварительно напряженные железобетонные панели размерами 12X1,5 м. По верхним поясам ферм через каждые 6 м укладывают типовые сборные балки пролетом 12 м и по ним — железобетонные плиты размерами 6X1,5 м. Стены подсилосного этажа выполняют из крупных бетонных блоков, а стены над-
Таблица ХХ.20
Расход материалов на 1 т емкости сборных железобетонных силосов
Характеристика силоса Организация, разработавшая проект Расход материалов на 1 m емкости
железобетона в м3 стали в кг
монолитного сборного всего
Элеватор на 8 300 m зерна Промзернопроект 0,066 0,134 0,2 20,4
Элеватор на 32 000m зерна: а) монолитный Типовой 0,238 21,6
о) сборный ГПИ-6 — — 0,216 17
Сиюсы для це-м ?нта: Расход железобетона на корпус
а) монолитный Южгипроце-мент 6 438 166 6 604
б) сборный,первый вариант ГПИ-6 2 900 1 490 4 390 —
в) сборный,второй вариант То же 2 900 1 800 4 700 —
г) сборный,третий вариант • 2 900 1 780 4 680 —
§ 6. силосы
525
f
Рис. XX.86. Силосы для цемента
а—поперечный разрез; б — продольный разрез; в—план подсилосного этажа; г — план днища на отметке 4 м\ д — план надсилосной галереи; 1 — предварительно напряженные железобетонные балки; 2 — предварительно напряженная железобетонная ферма; 3 — обшивка волнистыми асбестоцементными листами; 4—5 — крупнопанельные предварительно напряженные плиты; 6 — сборные железобетонные колонны; 7 — монолитная фундаментная плита
силосной галереи — из волнистых асбестоцементных листов.
Конструкции силосов разработаны в трех вариантах.
По первому варианту кольца силосов собирают на укрупнительном полигоне на месте их монтажа из отдельных изготовленных на заводе сегментов размерами 5 270X1 620 мм с помощью специального кондуктора козловым краном МПС-5 с ригелем пролетом 15 м. Кольца обжимают напряженной арматурой с помощью ручных гидравлических домкратов (рис. ХХ.87). После монтажа устанавливают пучки вертикальной предварительно напряженной арматуры, необходимой для обеспечения монолитности и герметичности силосных банок, и затем производят торкретирование их. Целесообразно было бы вертикальные лучки арматуры пропустить >в каналы, оставляемые в стенках блоков, с последующим
инъецированием в каналы раствора; это позволило бы производить торкретирование блоков внизу на стенде.
В горизонтальные швы между кольцами инъецируют цементный раствор после установки колец.
По третьему варианту силосы изготовляют из блоков размерами 2 880 X 5 280 мм, восьмеркообразной формы, что позволяет лучше обеспечить устойчивость блоков при монтаже и обойтись без монтажной сварки (рис. ХХ.88). После монтажа производят навивку горизонтальной арматуры машиной инж. Калиниченко, применяемой в резервуаростроении, натяжение вертикальной арматуры и торкретирование силосов.
Силосы монтируют башенным краном БКСМ-14 грузоподъемностью 5 т на вылете стрелы 30 м и вспомогательным экскаваторным краном Э-505 грузоподъемно-
ГЛАВА XX. КАНАЛЫ, ТОННЕЛИ, ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ, ЭСТАКАДЫ, БУНКЕРЫ И СИЛОСЫ
526
Рис. ХХ.87. Предварительно напряженное кольцо силоса (первый вариант):
а — опирание кольца на днище; б — смонтированное кольцо из отдельных железобетонных сегментов; 1 — горизонтально напряженная арматура из высокопрочной проволоки;
2 — слой торкрет-бетона толщиной 20 мм\ 3 — прорези для установки вертикальной арматуры
Рис. XX.88. Монтаж силосов башенным краном БКСМ-14-
1 — бухта с проволокой’, 2 — электропроводка; 3 — штанга; 4 — арматура; 5 — навивочная машина; 6—трос; 7 — контрольно-анкеровочная планка; 8 — предварительно напряженная кольцевая арматура; 9 — предварительно напряженная вертикальная арматура; 10 — торкрет-бетон толщиной 20 мм; 11 — люлька; 12— материальный шланг; 13— цемент-пушка; 14 — вышка; 15 — блоки стен; 16 — подмости; 17 — съемный купол
стью 10/1 т, со стрелой длиной 18 м. Для навивки арматуры на силосные банки устанавливается съемный купол, в центре которого находится бухта с проволокой. С помощью вращающейся штанги проволока и электропровод подводятся к навивочной машине. Торкретирование производят двумя торкрет-пушками с подвесных люлек, причем нижнюю половину силосных банок торкретируют из пушки, установленной на полу, а верх
нюю половину — из пушки, установленной на переносной вышке.
Наиболее целесообразен первый вариант при обязательном условии навивки арматуры и торкретирования колец внизу до монтажа.
Расход основных материалов для сборных железобетонных силосов приведен в табл. ХХ.20.
ЛИТЕРАТУРА
1. Гипромез, Нормы технологического проектирования складского хозяйства, Нн — 7037, 1953.
2. Гипротис и Гипромез, Тоннели для промышленных коммуникаций, Руководство по проектированию и возведению, Гипротис, серия 072, М., 1952.
3. Ленинградский Промстройпроект, Железобетонные бункеры, ч. 2 (сборные), серия ЖБ-223, 1951.
4. Литвиненко В. И., Железобетонные бункеры и силосы, Госстройиздат, 1953.
5. Л о п а т и и В. В., Тепловые сети, строительные конструк/ ции и их расчет, Госстройиздат, 1954. /
6. Л я м и н А. А., Скворцов А. А., Строительные конструкции тепловых сетей из сборных железобетонных деталей^ Госстройиздат, 1957. /
7. Нормы и технические условия проектирования автомобильных дорог, НиТУ 128-55, Госстройиздат, 1955.
8. Промстройпроект, Подпорные стены. Проектно-расчетная-инструкция, раздел IX, ч. 3, серия 621, 1940.
/^’Технические условия проектирования мостов и труб на-желчных дорогах нормальной колеи ТУ1ПМ, 1956 г., Трансжел-доТГиздат, 1957.
10. Технические условия проектирования искусственных сооружений на городских путях сообщений, Изд. Министерства, коммунального хозяйства РСФСР, 1948.
11. Технические условия проектирования силосов для сыпучих тел, ТУ 124-56, Госстройиздат, 1957.
12. Ш е б у е в Б. А., Железобетонные резервуары, бункеры и* силосы, ОНТИ, 1935.
ГЛАВА XXI
СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
§ 1. ОБЩИЕ ДАННЫЕ
Линии электропередачи предназначаются для распределения и транспортирования электрической энергии, вырабатываемой электрическими станциями, к местам ее потребления.
При передаче электрической энергии по проводам некоторая ее доля расходуется на преодоление сопротивления сети. Эти потери пропорциональны протяженности линий и количеству передаваемой по ней энергии. Чем выше напряжение, на котором передается энергия, тем относительно меньше величина потери. Однако капитальные затраты на единицу длины линии возрастают с увеличением напряжения. Поэтому напряжение линии электропередачи назначают в зависимости от длины линии, количества передаваемой энергии и капитальных затрат по строительству линии.
Для высоковольтных линий электропередачи установлены стандартные напряжения 6, 10, 35, 110, 154, 220, 400 и 500 кв.
Линии 6—10 кв устраиваются, как правило, для тупиковых, обычно коротких, линий, ответвляющихся от сетей более высокого напряжения и предназначенных для питания главным образом сельскохозяйственных потребителей и небольших или малоэнергоемких промышленных предприятий.
Линии 35 кв, обычно местного характера, используются для питания небольших и малоудаленных потребителей и районов.
Линии ПО кв и более являются, как правило, транзитными, предназначенными для передачи большого количества энергии на значительные расстояния.
Линии электропередачи могут быть одноцепными и двухцепными. При передаче на переменном токе на каждой цепи линии подвешиваются три фазы, каждая из которых может состоять из одного или нескольких (расщепленная фаза) проводов; при передаче на постоянном токе — подвешиваются соответственно две фазы. Для грозозащиты, кроме того, подвешиваются один или два грозозащитных троса; линии напряжением до 35 кв допускаются без грозозащитных тросов. Провода и тросы подвешиваются к опоре через изолирующие гирлянды изоляторов или отдельные (штыревые) изоляторы, которые крепятся непосредственно к опоре (рис. XXI.1).
Взаимное расстояние между проводами и проводами и тросами назначается в зависимости от напряжения, системы подвески, расположения проводов.
Провод крепится к гирлянде с помощью зажимов двух типов: 1) «глухих», которые при обрыве провода в одном пролете сохраняют на месте провода в соседнем пролете; 2) «выпускающих», которые в случае обрыва провода в одном пролете выпускают провод и в соседних пролетах и он опускается на землю.
Высота подвески нижнего провода определяется габаритами приближения провода к земле, зависящими от напряжения, и стрелой провеса провода, зависящей от
Рис. XXI.1. Схемы подвески проводов
а — вертикальное расположение проводов; штыревые изоляторы; б — горизонтальное расположение проводов; подвесные изоляторы; в— вертикальное расположение проводов; подвесные изоляторы; Di—расстояние между проводами в горизонтальном направлении; D2—расстояние между проводами в вертикальном направлении; h—расстояние между точкой крепления троса и провода на опоре в вертикальном направлении; Н — высота опоры до оси нижней траверсы; а — угол защиты провода; К — расстояние от оси траверсы до точки подвеса провода
л ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
528 ------- - - --------——------——----------------------------------
сечения провода и его пролета; высота подвеса остальных проводов при вертикальном их расположении определяется напряжением и схемой расположения проводов (рис. XXI.1).
Собственно опора состоит из ствола или стойки, закрепленных в грунте, траверс, к которым крепятся провода, и тросостоек для прикрепления грозозащитных тросов.
Рис. XXI. 2. Схемы опор
а — одностоечные; б — А-образные; в — портальные (П-образные); г — АП-образные
По характеру работы опоры подразделяются на промежуточные, анкерные и угловые, устанавливаемые на местах поворота линии. Кроме перечисленных, имеются опоры переходные, устанавливаемые в местах переходов линии через автомобильные и железные дороги и водоемы, и концевые в конечных точках трассы.
По схеме опоры подразделяются на одностоечные и двух- или более стоечные (рис. XXI.2) вдоль или поперек линии: А-образные, П-образные, АП-образные, а также пространственные различной конфигурации.
Опоры рассчитываются на нагрузки от ветра на провода, тросы и собственно опору, на вес проводов и тросов, нагрузки от тяжения проводов, при обрыве одного или нескольких проводов в примыкающем пролете. Основными нагрузками, определяющими конструкцию опоры, являются ветер, создающий большие изгибающие моменты в основании опоры поперек оси линии (нормальный режим), и обрыв провода, вызывающий значительные крутящие моменты и изгибающие моменты в основании опоры вдоль оси линии (аварийный режим). Угловые опоры, кроме того, воспринимают постоянно действующие горизонтальные силы от тяжения проводов в примыкающих пролетах. Значительные горизонтальные нагрузки, приложенные к опоре на •большой высоте, и относительно малые вертикальные нагрузки — характерная особенность статической работы опор, отличающих эти конструкции от обычных конструкций промышленных сооружений.
Опоры линий электропередачи независимо от напряжения могут быть деревянными, стальными, железобе
тонными. Деревянные опоры, требующие меньших капитальных затрат, уступают другим видам опор по капитальности и сроку службы.
Стальные опоры, обладая преимуществами в отношении условий изготовления, монтажа и веса, требуют большого расхода стали и больших по сравнению с другими опорами капитальных затрат.
Железобетонные опоры более капитальны и долговечны, не требуют эксплуатационного обслуживания и на 60—80% уменьшают расход стали по сравнению со стальными.
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
Железобетонные опоры, применяемые в СССР и за рубежом для линий электропередачи, контактной сети электрифицированных железных дорог и линий связи, весьма разнообразны по конструктивной форме, поперечным сечениям элементов и способу закрепления опор в грунте. Как правило, опоры выполняются в виде одностоечных или двустоечных конструкций для промежуточных и анкерных опор и пространственных для угловых опор. Для тяжело нагруженных опор, в том числе анкерных и угловых, в СССР нашли применение опоры на оттяжках.
Опоры применяют как с открытым профилем поперечного сечения элементов — двутавровые, крестовые, треугольные, швеллерные, решетчатые, так и с закрытым профилем — полые треугольные, прямоугольные, кольцевые. Опоры, воспринимающие преимущественно нагрузки поперек линий, например опоры со штыревыми изоляторами, бывают двутаврового, решетчатого и треугольного сечения; опоры, воспринимающие нагрузки поперек и вдоль линии, предпочтительны закрытого профиля, преимущественно круглые или прямоугольные. Опоры применительно к форме сечения изготовляются из вибрированного или центрифугированного бетона и в отдельных случаях из вибропрессованного бетона.
Современные железобетонные опоры проектируются из цельных стоек длиной до 25 м, без промежуточных стыков с предварительно напряженной арматурой; траверсы и ригели соединяются со стойками при помощи отверстий в траверсах и ригелях, в которые пропускаются стойки с последующей заливкой стыков цементным раствором. Вместе с тем и в отечественной, и в зарубежной практике находят применение также опоры из отдельных звеньев, соединяемых сваркой закладных частей или путем устройства стыков, заполняемых цементным раствором, а также путем последующего натяжения арматуры, пропущенной сквозь каналы, заранее оставленные в звеньях опоры. Такие опоры более сложны в монтаже и сборке и менее экономичны по расходу бетона и стали, однако они облегчают изготовление и транспортирование опор.
Наибольшее распространение получили железобетонные опоры центрифугированные, трубчатого сечения (рис. ХХ1.3,а и б), решетчатые (рис. ХХ1.3,в), сквозные (рис. ХХ1.3,г), двутавровые (рис. ХХ1.3,д) и Н-об-разные.
В зарубежной практике широко применяются опоры из полых центрифугированных конических и цилиндрических труб (по типу опор, показанных на рис. ХХ1.3,а и б), а для низковольтных линий и линий контактной сети — одностоечные решетчатые опоры (рис. ХХ1.3,в).
В СССР преимущественное применение получили опоры центрифугированные из обычного и предварительно напряженного железобетона; такие опоры применяются для линий электропередачи напряжением 35 кв и выше и для контактной сети.
2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
529
Рис. XXI.3. Общие'виды опор
а — опора портального типа трубчатого сечения; б — одностоечная опора трубчатого сечения; в — одностоечная решетчатая опора; г — одностоечная сквозная опора; д — одностоечная опора двутаврового сечения со сплошной стенкой и ребрами жесткости
1. Опоры со штыревыми изоляторами для линий электропередачи напряжением би 10 кв
Для линий электропередачи напряжением 6—10 кв и ниже со штыревыми изоляторами используются преимущественно решетчатые опоры (рис. ХХ1.3,в) и опоры двутаврового сечения (рис- ХХ1.3,д). Показатели расхода основных материалов (бетона и стали) для различных типов железобетонных опор линий электропередачи напряжением 6—10 кв приведены в табл. XXI.1.
Кроме указанных сквозных, решетчатых и двутаврового сечения, применяются также опоры треугольного сечения (рис. XXI.4)*.
Сквозные, решетчатые и двутавровые опоры изготовляются из вибрированного бетона марки 200; для продольной арматуры применяют стал* периодического профиля марки 25Г2С, а для поперечной — холоднотянутую низкоуглеродистую проволоку. Опоры треугольного сечения из бетона марки 300, арматура — из высокопрочной проволоки.
* Разработаны ГПИ-2 Министерства строительства РСФСР.
Закрепление опор в грунте, в зависимости от грунтовых условий, осуществляется заглублением в грунт ствола опоры или установкой дополнительных ригелей.
По з-з
СО
по 2-г
2 2
Рис. XXI.4. Опоры из элементов треугольного сечения для линий электропередачи напряжением 6—10 кв а — промежуточная; б — анкерная
34 Зак. 2065
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
530
Таблица XXI.1
Показатели расхода основных материалов (бетона и стали) в железобетонных опорах линий электропередачи напряжением 6—10 кв*
Наименование показателя Тип опоры и форма поперечного сечения
Составные с последующим напряжением арматуры Восьмиугольного сечения конические f Л Центрифугированные цилиндрические Н-образ-ного сечения предварительно напряженные Решетчатые Двутаврового сечения Прямоугольного сечения сквозные предварительно напряженные Треугольного сечения Т реуголь-ного сечения предварительно напряженные Квадратного сечения сплошные
Ss в
Расход бетона В JH3 Расход арматуры в кг . . 0,64 130 0,373 121 0,33 130 0,303 42 0,266 84,5 0,31 95,2 0,37 30,1 0,38 129,2 0,38 37,4 0,445 160,3
♦ По материалам Гипросельэлектро.
2. Опоры со штыревыми изоляторами для линий электропередачи напряжением 35 кв
Опоры линий электропередачи напряжением 35 кв** для проводов легких марок выполняются со штыревы
** Разработаны ВГПИ Теплоэлектропроект.
ми изоляторами и в этом случае конструкции их аналогичны опорам напряжением 6—10 кв. Промежуточные и анкерные одностоечные опоры состоят из стойки двутаврового сечения, траверсы и ригелей (рис. XXI.5).
От 200 до230кг
•От 275 доЗООкг
0т225 доЗЗОкг
1101
От3230 до № 00кг
0т31в0
доЗбЗОкг
Рис. XXI.5. Одноцепная опора для линий электропередачи напряжением 35 кв а — промежуточная; б — анкерная
Рис. XXI. 6. Одноцепная угловая опора с оттяжками для линий электропередачи напряжением 35 кв
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
531
Глубина заделки в грунт стойки промежуточной опоры 3 м (рис. ХХ1*.5,а). Стойки анкерных опор (рис. XXI.5,б) заглублены в грунт на 2,5 м.
3. Одноцепные опоры с подвесными изоляторами для линий электропередачи напряжением 35 и ПО кв
Рис. XX 1.7. Одноцепная угловая А-образная опора для линий электропередачи напряжением 35 кв
Одноцепные опоры с подвесными изоляторами для линий электропередачи напряжением 35 и ПО кв; для
Рис. XXI.8. Одноцепная промежуточная опора для линий электропередачи напряжением ПО кв
Угловые опоры выполняются двух типов — с оттяжками и без оттяжек. Опоры с оттяжками (рис. XXI.6) повторяют конструкции промежуточных и анкерных опор с добавлением к ним оттяжек из круглой стали, закрепленных в грунте железобетонными анкерными фундаментами.
Опоры без оттяжек (рис. XXI.7) состоят из двух стоек двутаврового сечения, траверс и наголовников, образующих А-образную раму, расположенную своей плоскостью по биссектрисе угла между направлениями трассы.
Стойки всех видов опор выполняются предварительно напряженными из бетона марки 400; для армирования применяют стальную проволоку периодического профиля диаметром 6 мм с пределом прочности 13 500 кг) см2.
Траверсы и ригели изготовляют из обычного бетона марки 300. Соединение ригелей и траверс со стойкой и заделку стоек в фундаменты осуществляют заливкой зазоров цементным раствором состава 1 : 1 из цемента марки 600.
34*
которых принимается вертикальное расположение проводов, выполняются одностоечными для промежуточных опор и двустоечными или одностоечными с оттяжками для анкерных и угловых опор. В отличие от опор со штыревыми изоляторами опоры с подвесными изоляторами воспринимают нагрузки как поперек, так и вдоль трассы линии. Поэтому для этих опор применяются более экономичные центрифугированные трубчатые, конические стойки. Такие стойки, помимо экономических преимуществ, более приспособлены к условиям транспортирования благодаря отсутствию выступов, часто повреждаемых при разгрузке и транспортировании, а изготовление их методом центрифугирования обеспечивает высокую степень индустриализации производства и надлежащее качество изделий.
Стойки промежуточных опор (рис. XXI.8) выполняются цельными на всю высоту опоры. В траверсах и ригелях имеются круглые отверстия, через которые пропускаются при сборке стойки опоры. Зазоры между соединяемыми элементами заливаются цементным рас* твором.
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
532
00011
рис. XXI.9. Одноцепная спаренно-стоечная анкер- Рис. XXI.10. Одноцепная четырехстоечная угловая опора ная опора для линий электропередачи напряжением для линий электропередачи напряжением ПО кв ПО кв
Рис. XXI.11. Одноцепная угловая опора с оттяжками для линий электропередачи напряжением ПО кв
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
533
Анкерные и угловые опоры без оттяжек в зависимости от величины и' характера нагрузок выполняются из спаренных или счетверенных трубчатых конических стоек (рис. XXI.9 и XXI.10), соединенных ригелями и образующих многоярусную раму. Стойки опор заделаны в ребристые фундаменты стаканного типа.
Угловые опоры без оттяжек аналогичны по конструкции анкерным опорам с добавлением стального растянутого раскоса в плоскости П.
- Анкерные и угловые опоры с оттяжками (рис. XXI. 14) повторяют конструкции промежуточных опор, дополнительно раскрепленных стальными оттяжками,
Рис. XXI.12. Одноцепная промежуточная опора для линий электропередачи напряжением ПО zee
Рис. XXI.13. Одноцепная анкерная АП-образная опора для линии электропередачи напряжением ПО кв
Анкерные и угловые опоры с оттяжками (рис. XXI.11) одностоечные, однотипные с промежуточными; они раскреплены оттяжками из круглой стали. Стойки трубчатые и конические опираются в грунте на подпятники, служащие заглушками нижнего отверстия трубчатой стойки. Анкеры для оттяжек грибовидные, железобетонные, выступающие на 300 мм выше уровня земли для защиты стальных оттяжек от повреждения.
Для строительства в III и IV климатических районах применяют также опоры с горизонтальным расположением проводов. Промежуточная опора (рис. XXI.12) представляет собой двухстоечную П-образную раму, состоящую из полых трубчатых конических стоек и цилиндрической трубчатой траверсы. Стойку соединяют с траверсой при помощи железобетонных хомутов; зазоры замоноличивают цементным раствором. Опоры закрепляют в грунте заделкой стоек и установкой подземных ригелей.
Анкерные опоры без оттяжек (рис. XXI.13) образованы из портальных рам с А-образными рамными стойками, расположенными в плоскости трассы линии. А-образная рама состоит из двух трубчатых стоек, соединенных ригелями. Соединение траверс с рамными стойками выполняется при помощи обойм с последующим замоноличиванием узла.
заанкеренными в грунт грибовидными фундаментами. Стойки опор установлены на подпятники.
Стойки опор выполняются предварительно напряженными из бетона марки 400. Продольное армирование производится стальной проволокой периодического профиля . диаметром 6 мм, с пределом прочности 13 500 кг/см2, а поперечное армирование — холоднотянутой проволокой. Ригели и фундаменты — из обычного бетона марки 300, армированные низколегированной сталью периодического профиля марки 25Г2С.
4. Двухцепные опоры с подвесными изоляторами для линий электропередачи напряжением 35 и ПО zee
Двухцепные опоры с подвесными изоляторами ДЛЯ линий электропередачи 35 и ПО кв выполняют одностоечными для промежуточных опор, с оттяжками — для анкерных и угловых опор; анкерные и угловые опори могут выполняться также двух- или четырехстоечными без оттяжек.
a)
Рис. XXI.14. Одноцепная опора с оттяжжами для линий электропередачи напряжением 110 кв и - угловая; б — анкерная
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
------- 535
Таблица XXI.2
Показатели расхода основных материалов (бетона и стали) на 1 км линии электропередачи напряжением 35 кв, с тросом
Наименование показателей Предварительно напряженные железобетонные опоры | Стальные опоры •
Тип и наименование опор
одноцепные, провод АС-95; 11 климатический район (рис. XXI. 5-XXI. 7) одноцепные, провод АС-95; II климатический район (рис. XXI. 8, XXI. 9. XXI. 10 и XXI.11) двухцепные, провод АС-120; || климатический район (рис. XXI. 15) одноцепные, провод АС-95; IV климатический район (рис. XXI. 12—XXI. 14) одноцепные, провод АС-95; II климатический район двухцепные, провод АС-120; II климатический район одноцепные, провод АС-95; IV климатический район
1 2 3 4 5 6 7 8
Расход бетона в м3 ... . Расход стали в т Экономия стали в °/0 . . . Вес опор (объем транспортных перевозок)в т . 9,2 10,5 1,55 1,64 83 72 24,5 26,3 13,2 17,5 1,98 2,46 78 73 33 43,8 28,36 32,2 4,79 4,6 71 72 71 80 24,46 26,9 3,2 3,48 71 68 61 67 13,7 9,04 41,6 17,6 . 16,34 57,6 11,41 11,03 37,4
Примечания. 1. Экономия стали в процентах определена путем сравнения данных для железобетонных и стальных опор. Сравнивались показатели по графам соответственно 2 и 3 с 6; 4 с 7; 5 с 8.
2. В числителе дроби даны показатели для анкерных и угловых опор с оттяжками, в знаменателе — без оттяжек.
Таблица XXI.3
Показатели расхода основных материалов (бетона и стали) на '1 км линии электропередачи напряжением ПО кв
Наименование показателей Поелв юительно напряженные железобетонные опоры | • Стальные опоры
Тип и наименование опор
одюцепчые, провод Ai -120. 11 кли-х| 1тический р йон (гн с. X ’ 1.Я, XXI.!),—XXI. 10 и XXI.11, одноцепные, провод АС-185; 11 климатический район (рис. XXI.12—XXI.14) двухцепные, провод АС-150; II климатический район (рис. XXI.15) одноцепные, провод АС-120; II климатический район одноцепные, провод АС-185; II климатический район двухцепные провод АС-15 11 климатический район
1 2 3 4 5 6 7
Г,7S 20,27 34,3 11,86 12,87 13,5
Расход бетона в лс3 20,14 ‘22,04 43,4
Расход стали в т 3,01 3,93 5,24 11,63 17,25
3,78 5,21 6,2 12,14
Экономия стали в °/0 74 68 69,5
68 58 64 — — —
Вес опор (объем транспортных 38,5 53 89 38,3 43,25
перевозок) в т 52 57 112 48,74
Примечания. 1. Экономия стали в процентах определена путем сравнения данных для железобетонных и стальных опор. Сравнивались показатели по графам соответственно 2 с 5; 3 с 6; 4 с 7.
2. В числителе дроби даны показатели для анкерных и угловых опор с оттяжками, в знаменателе—без оттяжек.
Стойки опор, как и в одноцепных опорах, применяются трубчатые конические из центрифугированных труб.
Промежуточная опора (рис. XXI. 15) состоит из конической стойки цельной на всю высоту опоры и трех траверс, соединенных со стойкой замоноличиванием раствором зазоров в узлах их соединения. Закрепление в
грунте осуществляется, в зависимости от грунтовых условий, одним или двумя двусторонними ригелями.
Анкерные и угловые опоры без оттяжек в зависимости от действующих на них нагрузок собираются аналогично одноцепным опорам из двух (рис. XXI.9) или четырех (рис. XXI.10) трубчатых стоек, соединенных
ГЛАВА XXI- СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
536 j.-. — . ... . . --=
ригелями. Стойки устанавливаются в фундаменты стаканного' типа.
Стойки опор выполняются предварительно напряженными из бетона марок 400 и 500; траверсы и ригели— из обычного бетона марки 300.
•/850-
1850-
По 1-1
От 4030 до 5050кг
От 40 до 85мм
От 415 до ТОО нм
1
I
Рис. XXI. 15. Двухцепная промежуточная опора для линий электропередачи напряжением 35 кв й
Технико-экономические показатели приведенных выше типов одноцепных и двухцепных опор для линий электропередачи напряжением 35 и ПО кв и их сопоставление с аналогичными стальными опорами приведены в табл. XXI.2 и XXI.3.
5. Особенности расчета сборных железобетонных опор для линий электропередачи
Одной из основных особенностей большинства конструкций сборных железобетонных опор, отличающих их от обычных железобетонных конструкций, является их большая гибкость. Кроме того, в рамных конструкциях опор особое значение приобретает их пространственная жесткость, которую необходимо учитывать в расчетах. Пространственная работа конструкций опор вызывает в отдельных их элементах значительные крутящие усилия, которые налагают особые требования на конструирование этих элементов.
Вследствие большой гибкости стойки железобетонных опор следует рассчитывать на изгиб с учетом дополнительного влияния вертикальных нагрузок. В этом случае значение расчетного изгибающего момента от поперечных сил увеличивают на величину М Дг дополнительного изгибающего момента, вызываемого вертикальными нагрузками, действующими выше расчетного сечения при отклонении стойки от первоначального ее положения.
Рис. XXI. 16. Схема деформации одностоечных опор
Величина дополнительного изгибающего момента в расчетном сечении, отстоящем на расстоянии z (в метрах) от верха стойки:
М,г =^- (ХХ11)
где
f — горизонтальное относительное смещение оси стойки в верхнем сечении (в м), определяем мое выражением (XXI.2);
L—полная высота стойки опоры от места ус-
h ее в грунте на глубине —
б
ловной заделки
(h — глубина заложения стойки в грунте, в -и);
Nz— нормальная сжимающая сила в расчетном сечении в т.
Величина горизонтального смещения оси верхнего сечения стойки относительно оси стойки в месте условной заделки
/=?А+ Г,
(XXI. 2)
где ср—угол поворота оси стойки (рис. XXI.16) в месте условной заделки ее в грунте, за счет обжатия последнего. (Параллельное смещение оси стойки U, не вызывающее дополнительно
§ 2, ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
537
го изгиба от вертикальных нагрузок, не учитывается) ;
W — величина в м горизонтального перемещения оси стойки в верхнем сечении вследствие собственного изгиба.
Рис. XXI. 17. График зависимости коэффициента г от относительной ширины м Ь стоики — h
Величина определяется по формуле
где F— площадь соответственно верхнего (Гв) или нижнего (FH) подземных ригелей; при отсутствии нижнего ригеля коэффициент ен определяется для случая bn=b.
Т а б л и ц а XXI 4
Ориентировочные значения модуля деформации грунта Ео [2]
№ п/п 1 Наименование грунта Модуль деформации Ео грунта в т/л2
А. Песчаные грунты Плотные Средней плотности
1 Пески гравелистые и крупные независимо от влажности . 4 800 3 600
2 Пески средней крупности независимо от влажности . . . 4 200 3 100
3 Пески мелкие:
а) маловлажные б) очень влажные и насыщенные водой . . . 3600 3 100 2 500 1900
4 Пески пылеватые:
а) маловлажные б) очень влажные .... в) насыщенные водой . . 2 100 1 750 1400 1 750 1400 900
Б. Глинистые грунты Твердые Пластичные
5 Супесь при коэффициенте пористости е = 0,5 е = 0,7 1 600 1 250 900 500
6 Суглинок 3 900-1 600 1 600—400
7 Глина 5 900—1 600 1 600—400
3S0
*=-^k^+3)E- (XXI-3>
где So — полная горизонтальная нагрузка на стойку в т;
Eq — модуль деформации грунта в т/л2; ориентировочные значения модуля деформации для грунтов приведены в табл.
XXI. 4,
h — глубина заложения стойки в грунте в м;
£ — безразмерный коэффициент, определяемый по графику, приведенному на рис. XXI.17, в зависимости от относи-ft
тельной ширины стойки — (ft — сред-ft
няя ширина или диаметр подземной части стойки в л);
Н
•— — (Н — расстояние от поверхности грунта до ft
точки приложения равнодействующей горизонтальных сил So).
При наличии подземных ригелей формула для определения <р принимает следующий вид:
3 S
? = - К67 + 5) ев + (6f+;i) ВН] . (XXI. 4)
OJCq fl
В этом случае безразмерные коэффициенты ев и ен определяются также по графику, приведенному на рис. XXI.17, но при этом приведенная ширина стойки
3F
bn-- — . (XXI.5)
Л
Различают два случая установки стоек в грунте — в пробуриваемые скважины и в отрываемые котлованы с
откосами.
В первом случае при ограничении промежутка между стойкой и стенками пробуренной скважины до 100 мм и обеспечении тщательного уплотнения засыпаемого грунта удается максимально приблизиться к условиям закрепления стойки опоры в грунтах с ненарушенной структурой.
Во втором случае грунт засыпки даже с течением
длительного времени не достигает степени уплотнения, соответствующей грунту с ненарушенной структурой. Поэтому при установке стоек в отрываемые котлованы расчетное значение модуля деформации грунта Eq по табл. XXI.4 следует принимать с коэффициентом 0,5.
Величина W определяется по формуле
Кп.М.Д2
Вн-0,6 Кп N„ L2 ’
(XXI. 6)
где Мн и Л’н — изгибающий момент и нормальная сжимающая сила в стойке на уровне условной заделки ее в грунте соответственно в тм и т;
Вп—жесткость поперечного сечения стойки на том же уровне в ,тм2\
— безразмерный коэффициент,' определяемый по графику, приведенному на рис. XXI.18, в зависимости от отношения
Вп
т(= , жесткостей нижнего и верхнего
Вв
сечений стойки, коэффициента и, принимаемого по табл. XXI.6, и характера эпюры изгибающих моментов в стойке [1].
Для стоек одностоечных опор принимается треугольная эпюра моментов. Для стоек опор портально-
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
538
Т а б л и ц a XXI.5
Значения модуля упругости бетона Еб
Марка бетона 200 300 400 500 600
£б в кг 'см- 0,29.10е 1 0,34.10й 1 | 0,38-10й 0,41.10° 0,43-10е
Т а б л и ц a XXI.6
Значения коэффициента п в зависимости от конструкции стоек
Конструкция стоек Коэффициент п
1 Стойки прямоугольного сечения с постоянной шириной и переменнойвы- '
сотой ...........w з
2 То же, с переменной шириноЙ^сечения 1
3 Стойки прямоугольного сечения с переменной высотой и шириной ... 4
4 Стойки двутаврового сечения с пере-
менной высотой при постоянной ширине и толщине полок..................... 2
5 Стойки двутаврового сечения с переменной высотой и шириной полок при постоянной их толщине .... 3
6 То же, с переменной толщиной полок ............................................ 4
7 Стойки кольцевого сечения со стенками переменной или постоянной толщины......................................... 4
8 Стойки постоянного сечения......... 0
Рис. XXI.18. График зависимости коэффициента К от ц
го типа величина прогиба W определяется алгебраическим суммированием прогибов, вычисленных для треугольной и прямоугольной эпюр. При >10 значение коэффициента Кп определяется экстраполированием.
Жесткость сечений стоек из предварительно напряженного железобетона определяют по формуле
Е = 0,85Еб /п, (XXI.7)
где Еб—модуль упругости бетона в кг/см2, принимаемый по табл. XXI.5;
— приведенный момент инерции сечения изгибаемой стойки в см*.
При стойках из обычного железобетона жесткость прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений определяют по данным главы V настоящего справочника (при Ф=1). Для стоек кольцевого сечения
В = Р Еа Fa г2, (XXI.8)
где Еа—модуль упругости стали, принимаемый равным 2,1 • 106 кг/см2;
?—безразмерный коэффициент, определяемый по графику, приведенному на рис. XXI.19, в зависимости от величины
a = 3Za._^ .
Еб Еб
Гб — площадь поперечного сечения стойки в см2;
F&— площадь сечения арматуры в поперечном сечении стойки в см2;
г—средний радиус поперечного сечения стойки в см;
Еь — принимается по табл. XXI.5.
Расчет опор портального типа на нагрузки, действующие вдоль траверсы (рис. XXI.20), сводится к расчету П-образной рамы с жесткими узлами и защемленными внизу стойками. В этом случае защемление h
условно принимается на глубине —т~ . о
При расчете такой опоры на нагрузки, действующие поперек траверсы, имеют место два случая.
Рис. XXI. 20. Схемы горизонтальных нагрузок на опору, тип.Портальный* а — при нормальном режиме работы; б — при обрыве провода
§ 2. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ОПОРЫ
539
Первый случай — нагрузки приложены симметрично относительно стоек опоры (при разности тяжения в проводах, рис. ХХ1.20,а); в этом случае траверса рассчитывается как двухконсольная балка, а стойки опоры — как балки, защемленные одним концом.
Второй случай — нагрузки приложены несимметрично относительно стоек опоры (при обрыве крайнего провода, рис. XXI.20,6); в этом случае распределение усилий в элементах П-образной рамы зависит от жесткости элементов на изгиб и на кручение, а также от характера заделки стоек в грунт.
При закрепленных от поворота вокруг вертикальной оси стойках П-образные рамы можно рассчитывать на односторонние нагрузки, действующие поперек траверсы, по обычным правилам строительной механики [7].
С достаточной для практических целей точностью можно принять распределение усилий между стойками, рекомендуемое проектно-наладочной конторой треста Энергомонтажнефть, 0,75 S на ближайшую стойку опоры от места приложения нагрузки S и 0,25 S на отдаленную стойку [4].
В этом случае крутящий момеат, передающийся на наиболее нагруженную стойку, принимают равным
МкР = 0,9 Sa , (XXI.9)
где а — расстояние от точки закрепления крайнего провода до оси ближайшей, наиболее нагруженной стойки опоры.
При отсутствии специального закрепления стоек в грунте (подземные ригели, фундаментные плиты и др.) защемление, препятствующее повороту, можно считать обеспеченным при условии, что величина крутящего момента в стопке
МкР<^Ък, (XXI. 10)
о
где D — диаметр круглой стойки или диаметр окружности, описанной вокруг поперечного сечения стойки иной формы, в м\
h—величина заглубления стойки в грунт в м\ fk— удельное расчетное сопротивление грунта срезу в т/м2, которое может быть приближенно принято по табл. XXI.7.
Таблица XXI.7
Удельное сопротивление грунта срезу fk
Наименование грунта fk в Т'М?
Пески и гравелистые грунты Супеси Суглинки и глины . 1,6 -2.5 1,6 — 2 1 —3
В случаях, когда условие (XXI.10) не удовлетворено, следует предусмотреть конструктивные мероприятия (подземные ригели и др.), препятствующие повороту стоек, или рассчитывать опоры без учета их пространственной жесткости.
Спаренностоечные опоры (рис. XXI.21) рассчитываются на нагрузки Рг, действующие симметрично вдоль траверсы, перпендикулярно плоскости рамы, образуемой стойками, как две одностоечные опоры.
Что же касается расчета на нагрузки, действующие поперек траверсы (при ебрыве. провода), то в этом случае нагрузка S заменяется нагрузкой той же величины, но действующей в плоскости рамы, и парой сил:
Sa
Рк------. (XXI.11)
е
Спаренностоечные опоры рассчитываются на нагрузку S, действующую на опору поперек траверсы в плоскости рамы, как многоярусные однопролетные рамы, по общим правилам строительной механики или с достаточным для целей практики приближением методом нулевых точек (см. главу XXVI).
Расчет на нагрузки Рк производят по общим правилам строительной механики или приближенным способом путем разбивки многоярусной рамы по высоте на ряд П-образных рам с передачей реактивных усилий на нижележащие рамы.
Рис. XXI. 21. Схема
нагрузок на спаренностоеч-
ную опору
Конструкции опор со стальными оттяжками рассчитываются по общим правилам строительной механики с учетом гибкости стоек опор и удлинения оттяжек.
Закрепление опор в грунте рассчитывается согласно «Правилам устройств электротехнических установок» [6].
Естественные основания под фундаменты опор рассчитываются согласно указаниям НиТУ 127-55.
Расчет на прочность конструкций для закрепления опор (подземные ригели и т. п.), а также фундаментов производится согласно общим правилам расчета железобетонных конструкций.
При закреплениях стоек опор в грунте в виде специальных фундаментов, например стаканного типа, а в случаях больших нагрузок в комбинации с подземными ригелями, отпор грунта следует учитывать только при расчете устойчивости. В этих случаях стойка опоры в месте заделки ее в фундамент должна быть рассчитана на полную величину изгибающего момента без его снижения за счет отпора грунта.
При расчете внецентренно или центрально сжатых стоек опор расчетную длину их при определении гибкости можно принимать равной:
а) для опор с оттяжками — расстоянию между точкой крепления оттяжек на опоре и верхом фундамента;
б) для спаренностоечных опор при расчете стоек в плоскости рамы — расстоянию между ригелями, а при проверке из плоскости рамы — полной высоте стойки, считая до верха фундамента.
При этом значении коэффициента п (увеличения эксцентрицитета продольной силы при внецентренном сжатии) и коэффициента продольного изгиба ? при расчете на центральное сжатие для стоек опор с оттяжками, спаренностоечных опор при расчете их из
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
540
плоскости рамы, для сечений на участках выше половины высоты можно принять переменными от расчетных значений до 1 и изменяющимися по линейному закону, а в пределах нижней половины стоек постоянными, равными расчетным значениям.
Величины коэффициента продольного изгиба для
/0
значений — < 104 принимают по табл. V.3 настоящего г
справочника. При больших гибкостях —>200 величины коэффициента ср принимаются по приведенной ниже табл. XXI.8.
Т а б л и ц а XXI.8
Для случаев 104 < — <200 величина коэффициента ср г
принимается по линейной интерполяции.
§ 3 ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПОД СТАЛЬНЫЕ ОПОРЫ
1. Конструкция фундаментов
Характерной особенностью фундаментов под опоры линий электропередачи, в том числе стальные, является работа фундаментов на опрокидывание и вырывание. Эти особенности требуют развития боковых поверхно-
Рис. XXI. 22. Сборные железобетонные фундаменты
а — стенчатый; б - шпальный
стей фундамента и в зависимости от заглубления в грунт развития подошвы фундамента.
Тип и конструкция фундаментов определяются также схемой опоры. Для опор без уширенной нижней части (узкобазых опор), фундаменты которых работают
преимущественно на опрокидывание, целесообразно применение фундаментов, общих под всю опору.
Рис. XXI. 23. Сборный железобетонный грибовидный фундамент
Для опор с уширенной нижней частью (широкобазых опор), фундаменты которых работают преимущественно на вырывание, применяются отдельные фундаменты под каждый пояс опоры.
Фундаменты, общие под всю опору, применяются сборные железобетонные стен-чатые (рис. ХХ1.22,а) и шпальные (рис. ХХ1.22,б); отдельные фундаменты под каждый пояс опоры — грибовидные (рис. XXI.23). Свайные фундаменты применяются для всех типов опор. Для тяжело нагруженных опор 220 кв применяются фунда
менты более сложной формы, изображенные на рис. XXI.24.
Стенчатые фундаменты (рис. ХХ1.22,а) собирают из четырех ребристых железобетонных плит, соединяемых на месте установки сваркой стальных закладных деталей. Внутреннее пространство, образуемое стенками фундамента, заполняют утрамбованным грун-
том. Опору крепят к фундаменту анкерными болтами, выпущенными из сборных железобетонных плит. Плиты армируются сварными сетками из стали периодического профиля
марки 25Г2С. Размеры фундамента определяются базой опоры, а заглубление — необходимой величиной боково-
го отпора грунта, препятствующего опрокидыванию фундамента.
Шпальные фундаменты (рис. ХХ1.22,б) собираются из стоек и шпал. Стойки в нижней части имеют
консольные уширения с выемками, в которые заводятся шпалы; между собой шпалы соединяются болтами. Шпалы передают на грунт как сжимающие, так и вырывающие усилия опоры.
Наиболее распространенные грибовидные фундаменты (рис. XXI.23) при весе до 5 т изготовляются цельными и в законченном виде доставляются на место установки.
Фундаменты большего объема и веса изготовляются разъемными из двух элементов — стойки и нижней плиты (рис. XXI.25,а), соединяемых на монтаже при помощи сварки закладных деталей или на болтах.
Для удобства изготовления грибовидные фундаменты могут быть выполнены в любом случае из двух частей — плиты и стойки, соединяемых на месте изготовления замоноличиванием раствором узла их соединения (рис. XXI.25,б); на место установки такие фундаменты доставляются в собранном виде. Сечения стоек принимаются прямоугольные или круглые. Цилиндрическая форма стойки позволяет уменьшить объем бетона и вес стойки, а круглая форма плиты наиболее удобна
§ 3. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПОД СТАЛЬНЫЕ ОПОРЫ
541
Рис. XX 1.24. Сборные железобетонные фундаменты под тяжелонагруженные опоры 220 кв
а — полый; б — сплошного сечения; 1 — 4 — элементы фундамента
при установке фундамента в котлован, отрываемый буровой машиной.
Размеры и глубина заложения грибовидных фундаментов, в наибольшей мере удовлетворяющих условиям установки в узкий котлован, назначаются по техническим данным применяемых для этой цели буровых машин.
Рис. XXI. 25. Сборные железобетонные разъемные грибовидные фундаменты а — сплошного сечения; б — трубчатого сечения
Для свайных фундаментов применяются обычные прямоугольного сечения сваи, из головы которых выпущены анкерные болты для крепления опоры. В отличие от промышленных сооружений, где свайные фундаменты, как правило, применяются при неблагоприятных
грунтовых условиях, для опор линий электропередачи применение свай целесообразно при любых грунтовых условиях, однако в данном случае необходимо обеспечить проектную глубину забивки свай в грунт и ее вертикальность, а также сохранность головы сваи и анкерных болтов. Учитывая характер работы свай — на выдергивание и горизонтальную нагрузку, — а также опасность появления трещин, сваи целесообразно выполнять предварительно напряженными.
2. Особенности расчета железобетонных фундаментов под стальные опоры
При применении под стальные опоры железобетонных фундаментов, вследствие небольшого веса последних, для надежного закрепления опоры в грунте используется масса самого грунта. Это достигается различными путями в зависимости, главным образом, от конструкции опоры и отчасти самого фундамента.
При опорах с широкой базой (рис. ХХ1.26,а) благодаря большому разносу ног в основании мачты действующие на фундамент усилия сводятся к вертикальным, переменного направления и к небольшим горизонтальным нагрузкам. В этих случаях применяются фундаменты раздельноблочного типа — грибовидные (рис. XXI.27,а) и свайные (рис. XXI. 27,в).
Грибовидные и шпальные фундаменты обеспечивают закрепление опоры в грунте благодаря использованию в прижатых блоках несущей способности основания под фундаментными плитами, а в вырываемых блоках — веса грунтового клина над плитами, а также собственного веса самих блоков.
Горизонтальные нагрузки, действующие на опору, распределяются поровну между всеми (сжатыми и вырываемыми) блоками фундамента, которые должны быть рассчитаны с учетом отпора грунта.
Во всех случаях прочность стойки блока в месте заделки в плиту должна обеспечить восприятие полной величины горизонтального усилия от расчетных нагрузок без учета отпора грунта.
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИЙ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
542
При назначении размеров блока рекомендуется соблюдать' следующее условие
h <2b, (XXI. 12)
где h — глубина заложения b — сторона квадратной дошвы блока в м.
подошвы блока в м;
или диаметр круглой по-
Рис. XXI. 26. Схемы стальных опор
а — с широкой базой, тип „Крымский**: б — узкобазая, тип „Крымский*; в — узкобазая, гип „Рюмка*
При прямоугольной подошве блока величину b в зависимости от соотношения сторон подошвы а следует принимать равной:
а <2
Ь=.--У"р; (XXI. 13)
При а > 2
£=1„41а„ (XXI.14)
где F — площадь подошвы блока в м2;
а — наименьшая сторона подошвы блока в м.
В шпальных фундаментах (рис. XXI.27,6) в расчетную ширину b подошвы блока следует включать просветы между спаренными плитами. При фактическом заглублении подошвы блока
h>2b. (XXI.15)
Расчетную глубину заложения подошвы блока при расчете его на вырывание следует принимать равной
Лрзсч = 26. (XXI. 16)
При нормальном режиме работы опоры должно быть удовлетворено также следующее условие
N < <7гр + <7б , (XXI. 17)
где N — вырывающая нагрузка на блок;
6гр — вес грунта на обрезах фундаментной плиты (« =0°);
6б — вес блока.
Геометрические размеры прижатых блоков должны соответствовать условиям устойчивости, исходя из величины расчетного сопротивления грунта в основании блока.
Рис. XXI. 27. Схемы сборных железобетонных фундаментов
а — грибовидный; б — шпальный; в—свайный; г — стенчатый
При узкобазых опорах (рис. 26,6 и в) применение фундаментов раздельноблочного типа ограничивается размерами фундаментных плит. В этих случаях при небольших нагрузках на опору целесообразно применять стенчатые фундаменты квадратной или круглой формы в плане (рис. ХХ1.27,г).
Стенчатые фундаменты, заполненные внутри местным грунтом, обеспечивают закрепление опоры в грунте благодаря способности сопротивляться выворачиванию из грунта, определяемой отпором грунта.
Свайные фундаменты (рис. XXI.27,в) обеспечивают закрепление опоры в грунте благодаря использованию совместной работы мачты, свай ц грунта.
В большинстве расчетных схем нагрузок (горизонтальные нагрузки действуют на опору в одном направлении), как и во всех фундаментах раздельноблочного типа, сваи работают попарно на сжатие или растяжение. Так как вертикальные нагрузки, действующие на опору, сравнительно незначительны, то несущая способность сжато-вырываемого свайного фундамента определяется сопротивлением грунта срезу со стороны выдергиваемых свай.
Величина нагрузки на сжато-вырываемый свайный фундамент определяется следующим условием:
P<nulf, (XXI.18)
где Р— нагрузка, приходящаяся на одну вырываемую сваю, в т;
§ 3. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПОД СТАЛЬНЫЕ ОП+РЫ
543
т — безразмерный коэффициент, учитывающий особенности условий работы сжато-вырываемого свайного фундамента;
и — периметр сваи в м;
I—длина части стввла сваи, погруженной в грунт (без башмака), в лс;
f — удельное расчетное сопротивление грунта срезу, отнесенное к боковой поверхности сваи, з т/м2.
Го г
Рис. XXI.28. График зависимости у0 от —; 7 и 71Оту а — при четырех сваях; б — при восьми сваях
Коэффициент т определяется в зависимости от числа и расположения свай в сжато-вырываемом фундаменте.
При четырех сваях (рис. ХХ1.28,а)
m = . 1 Q ~ (XXI. 19)
1 — ар I где
и а= т;
и и Z — периметр и длина сваи;
Рс
— — коэффициент, определяющий отношение между величинами усилии на каждую из
сжатых и растянутых свай с учетом их собственного веса,
7 — безразмерный коэффициент, учитывающий взаимодействие свай между собой и свай с грунтом; 7 определяется по графику, приведенному на рис. XXI.28, в зависимости от относительного расстояния между сваями.
При больших нагрузках на каждый из поясов мачты опоры возникает необходимость применения свзйных фундаментов из парных свай (рис. ХХ1.28,б).
В этом случае коэффициент условий работы
1
т = »
1 + “7о “ 2“ft
(XXI. 20>
где а, р и ( — имеют те же значения, что и в пре-дыдущем случае;
7о — безразмерный коэффициент, учитывающий взаимодействие парных свай между собой .и свай с грунтом;
7о определяется по графику, приведенному на рис. XXI.28, в зависимости от относительного рас-
го стояния между парными сваями .
При применении свайных фундаментов для переходных опор с широкой базой, АП-образных опор и опор с оттяжками при больших усилиях, передающихся через стойки опор, парные сваи оказываются недостаточными. В этих случаях применяются свайные фундаменты с железобетонным ростверком, устанавливаемые под каждую стойку в отдельности. Число свай в каждом отдельном фундаменте составляет обычно 4—5 шт.
Однако, как показали последние исследования, средняя свая в пятисвайном фундаменте при наличии жесткого ростверка почти не работает и нагрузка воспринимается сваями, расположенными по контуру ростверка. Поэтому рекомендуется применение свайных фундаментов с четырьмя сваями.
При большом расстоянии между стойками опоры наличие смежных фундаментных блоков мало влияет на устойчивость каждого из выдергиваемых блоков. Наличие же в одном блоке однозначно работающих свай ухудшает их работу по сравнению с одиночно нагруженными сваями. Поэтому при применении четырехсвайных фундаментов с железобетонным ростверком значение коэффициента условий работы дующим образом:
1 т = ~, 1 +“71
выразится сле-
(XXI. 21>
где а — имеет то же значение, что и в предыдущих случаях;
71 — безразмерный коэффициент, учитывающий взаимодействие однозначно нагруженных свай между собой и свай с грунтом в пределах одного блока.
Значение коэффициента 71 определяется по графику, приведенному на рис. XXI.28, в зависимости от от-
г
носительного расстояния между сваями •
Удельное расчетное сопротивление грунта срезу f определяется по ГОСТ 5305-50 «Основания свайные. Нор-1,5
мы проектирования» с коэффициентом , где л — коэффициент запаса, принимаемый согласно «Правилам
ГЛАВА XXI. СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОПОР ДЛЯ ЛИНИИ ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧИ
544
Рис. XXI.29. Железобетонные пасынки квадратная.^ сплошного сечения; б — цилиндрического сечения из центрифугированного бетона
Рис. XXI.30. Схема деревянной опоры на железобетонных пасынках
-а — схема нагрузки на стойку опоры при обрыве провода; б — узел сопряжения стойки опоры с пасынком
устройства электротехнических установок» [6] в зависимости от расчетного режима и вида опоры. При этом наименование грунта принимается по материалам инженерно-геологических изысканий на трассе линии электропередачи.
При производстве изысканий на трассе линий электропередачи рекомендуется в целях уточнения значения величины f последнюю определять испытанием одиночных свай на выдергивание под предельной нагрузкой и с учетом коэффициентов запаса по «Правилам устройства электротехнических установок» [6].
При расчете свайных блоков под постоянно сжатые элементы опор (например, подкосы АП-образных опор, стойки при наличии оттяжек и др.) несущую способность блока следует определять по величине расчетного сопротивления сваи на сжатие с учетом коэффициента условий работ т согласно выражению (XXI.21).
Величина расчетного сопротивления сжатой сваи оп- . ределяется по ГОСТ 5305-50 или на основе данных испытания свай на сжатие; при этом коэффициенты запаса принимаются в соответствии с «Правилами электротехнических установок».
Во всех случаях, когда применяются свайные фундаменты, горизонтальная нагрузка, приходящаяся на каждый из поясов или на стойку опоры, распределяется равномерно между всеми сваями. При этом устойчивость свай в грунте под действием горизонтальной нагрузки проверяется согласно указаниям «Правил уст- . ройства электротехнических установок» [6].
§ 4. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ПАСЫНКИ ДЛЯ ДЕРЕВЯННЫХ ОПОР
Капитальность и долговечность деревянных опор существенно повышается при замене деревянных пасынков железобетонными. Существующие типы железобетонных пасынков весьма разнообразны. По форме сечения применяются пасынки полые цилиндрические, таврового, двутаврового й прямоугольного сечений.
По способу погружения в грунт бывают пасынки, устанавливаемые в вырытый котлован с последующим уплотнением грунта в пазухах котлована, и свайные, погружаемые в грунт забивкой или вдавливанием.
Наиболее распространены обычные и свайные железобетонные пасынки прямоугольного сечения (по типу, приведенному на рис. ХХ1.29,а), изготовляемые из вибрированного бетона, и пустотелые восьмиугольные и цилиндрические (рис. ХХ1.29,б), изготовляемые из центрифугированного бетона.
По условиям трещиностойкости и экономии стали целесообразно изготовлять пасынки предварительно напряженными.
При расчете железобетонных пасынков под деревянные опоры линий электропередачи следует особое внимание уделить части пасынков на участке между бандажами (рис. XXI.30).
Благодаря особенностям конструкции крепления нижних концов стоек деревянных опор к пасынкам при помощи бандажей на участке между ними, кроме изгибающих моментов, возникают значительные поперечные силы и крутящие моменты.
Обозначая через Р нагрузку, приходящуюся на стойку от тяжения при обрыве провода, имеем следующие выражения для определения Q и Мкр (рис. XXI.30):
Н — Ь
Q = P-------; (XXI. 22)
а
Мкр = Ре. (XXI. 23)
ЛИТЕРАТУРА _ _
============================================================================================== 545
Главные растягивающие напряжения, возникающие Устойчивость пасынков в грунте должна быть про-в пасынке яри небольшой сжимающей силе в стойках верена в соответствии с «Правилами устройства элек-опоры, могут достигнуть значительной величины. тротехнических установок».
ЛИТЕРАТУРА
1. Богин Н. М., Решетчатые двутавровые железобетонные опоры контактной сети, Трансжеддориздат, 1952.
2. М. И. Горбунов-Посадов, Расчет конструкций на упругом основании, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953.
3. Изготовление железобетонных опор контактной сети методом центрифугирования, Информационное письмо Оргтрансстроя, вып. 16, 1956.
4. Качан И. К-. Анисимов А. П., Бересте ц-к и й М. М.» Марченко Д. А. и Розенберг Д. А., Опоры из центрифугированного железобетона линий электропередачи и линий связи, Грозненское книжное издательство 1955.
5. Михельсон Е. Э., Опоры электрических воздушных линий из центрифугированного железобетона, ТНИСГЭИ, Тбилиси. 1949.
6. Правила устройства электротехнических установок (ПВЛ-47), Министерство электростанций СССР, Госэнергоиздат, 1950.
7. РучимскийМ. Н., Опыт применения сборных железобетонных опор линий электропередачи, Периодическая информация ИТЭН АН СССР, тема № 26, 1955.
8. Сборные железобетонные опоры для линий электропередачи 35 и ПО кв (альбомы чертежей). Всесоюзный государственный институт Теплоэлектропроект, 1956—1957 гг.
9. Сборные железобетонные опоры для линий электропередачи 6—10 кв (альбом чертежей), Гипросельэлектро, 1956.
10. Сборные железобетонные опоры для линий электропередачи 6—10 кв (альбом чертежей), Государственный проектный институт ГПИ № 2, 1956.
11. Сборные железобетонные фундаменты опор линий электропередачи (альбомы чертежей). Всесоюзный государственный проектный институт Теплоэлектропроект, 1956-
12. Черняев В. И. и Дегтярев В. В., Струнобетонные опоры контактной сети электрифицируемых железных дорог, Трансжелдориздат, 1952.
35 Зак. 2065
ГЛАВА XXII
ОТДЕЛКА ЛИЦЕВЫХ ПОВЕРХНОСТЕЙ ПАНЕЛЕЙ И БЛОКОВ НАРУЖНЫХ СТЕН
Панели и блоки наружных стен зданий, в которых основной материал — легкий бетон (ячеистый бетон, ке-рамзитобетон и пр.) не обладает для данных климатических условий необходимыми эксплуатационными качествами и капитальностью (огнестойкостью, долговечностью и пр.) и не удовлетворяет архитектурным требованиям, изготовляются с наружным защитно-отделочным слоем. С внутренней стороны такие изделия должны иметь гладкую поверхность, допускающую ее шпаклевку, покраску и оклейку обоями.
Наружный защитно-отделочный слой, лицевая поверхность которого не подлежит окраске, выполняется из цветного декоративного раствора или бетона и наносится в процессе изготовления ,изделий на заводе путем укладки его «лицом вниз» на дно формы либо «лицом вверх» на отформованный бетон.
Поверхность наружного защитно-отделочного слоя панелей и блоков может быть одно- и двухцветной, гладкой, шероховатой и рельефной с западающим и выступающим рельефом.
Цвет, рельеф, характер поверхности достигаются введением красителей, изготовлением наружного защитно-отделочного слоя на рельефных поддонах и механической обработкой поверхности.
Декоративные растворы и бетоны по своим физико
механическим свойствам должны удовлетворять требованиям, приведенным в табл. XXII.1.
Объемный вес и прочность при сжатии декоративного раствора и бетона определяется согласно ГОСТ 6427-52 и ГОСТ 8462-57. Для образцов, прошедших термовлажностную обработку, определение объемного веса и прочности производится на 7-й день, для образцов естественного твердения — на 28-й день.
Прочность сцепления декоративного раствора или бетона с основным материалом изделия определяется в указанные выше сроки испытанием в прессе трех образцов-близнецов.
Образцы-кубы размером 100X100X100 мм изготовляются из основного материала изделия (бетона) с отделочным слоем толщиной 20 мм. Образцы испытываются по прилагаемой схеме2.
Морозостойкость декоративных растворов и бетонов определяется при попеременном воздействии положительных и отрицательных температур согласно ГОСТ 7025-54.
При строительстве в районах с расчетной зимней температурой наружного воздуха ниже —15°, где не допускается каких-либо внешних признаков разрушения отделочного слоя, морозостойкость его принимается по табл. XXII.2.
1 В главе XXII использованы материалы исследований, проведенных в б. ЦНИПСе Т. В. Косточкнной, в б. НИИСтройтех-ники В. Г. Кошкиным и Л. И. Добряковой.
2 Схема испытаний предложена д-ром А. А. Гвоздевым и кандидатами техн, наук и С. А. Дмитриевым.
Основные физико-механические показатели декоративных растворов и бетонов
техн, наук проф. А. П. Васильевым
Таблица XXII.1
Вид изделия Объемный вес в кг/м3 Прочность при сжатии в кг/ см* Допустимое снижение прочности после 25 циклов замораживания и оттаивания в % Прочность сцепления отделочного слоя с бетоном изделия в кг/см* не ниже Допустимое снижение прочности сцепления отделочного слоя с бетоном после 25 циклов замораживания и оттаивания в %
раствора бетона раствора не ниже бетона не ниже
Стеновые панели и блоки из ячеистых бетонов автоклавного твердения* объемным весом до^^ООлг/ж8 . . 1400 100 15 6 20
Стеновые панели и блоки из легких бетонов** объемным весом до 1 200 кг/м3 .... 1800 2000 75 100 15 10 20
Стеновые панели и блоки из легких бетонов* объемным весом более 1 200 кг/м3 . . . 1 800 2000 75 125 15 10 20
Цокольные и карнизные панели и блоки из ячеистых бетонов автоклавного твердения* 1700 150 15 5 20
Цокольные и карнизные панели и блоки из легких бетонов** 1900 2 100 100 150 15 10 20
♦ Данные заимствованы из проекта «Указаний по отделке наружных поверхностей панелей и блоков из ячеистых бетонов автоклавного твердения*—Лаборатория зданий и лаборатория бетонов и вяжущих б. ЦНИПС, 1956.
** Данные заимствованы из проекта «Временных технических указаний по отделке блоков и панелей из шлакобетона и керамзитооето* на* б. Академии архитектуры СССР и САКБ, тема № 27, 1956.
ГЛАВА XXII. ОТДЕЛКА ЛИЦЕВЫХ ПОВЕРХНОСТЕЙ ПАНЕЛЕЙ И БЛОКОВ НАРУЖНЫХ СТЕН
547
Табипа XXII.2
Требуемая морозостойкость (количество циклов попеременного замораживания и оттаивания) защитно-отделочного слоя
Отделываемая конструкция Степень долговечности зданий
I 1 11 Ш
Наружные стены здания с помещениями сухими и нормальной влажности 25 15 10
То же, с помещениями влажными 35 25 15
Выступающие горизонтальные и накладные элементы (парапеты, карнизы, подоконники, пояски), подвергающиеся усиленному увлажнению атмосферными осадками и не защищенные водонепроницаемыми покрытиями 35 25 15
Схема испытания на сдвиг образцов кубов для определения прочности сцепления отделочного слоя с бетоном изделия
1 — бетон; 2 ~ отделочный слой
В панелях и блоках из ячеистого бетона, армированных по конструктивным соображениям или условиям транспортирования и монтажа, арматуру рабочего каркаса, расположенную у наружной поверхности элемента, целесообразно расположить в наружном отделочном слое; при этом толщина защитно-отделочного слоя принимается не менее 35 мм с тем, чтобы арматура имела снаружи защитный слой не менее 20 мм. В неармиро-ванных панелях и блоках специальной арматуры для крепления защитно-отделочного слоя к основному бетону не устанавливают, причем толщину слоя в этом случае принимают не более 15 мм.
Защитно-отделочный слой карнизных и цокольных элементов, а также профилированных тяг, подвергающихся усиленному попеременному увлажнению атмосферными осадками, следует во всех случаях крепить арматурой к основному бетону.
Для получения цветного отделочного слоя в декоративные растворы и бетоны, приготовляемые на портландцементе, добавляют красители; для растворов и бетонов автоклавного твердения — сурик железный, .45*
Таблица ХХП.З
Примерное количество вводимых красителей для окрашивания цемента
Цвет отделочного слоя Интенсивность цвета Наименование красителей Количество вводимого красителя в °/0 от веса цемента
Белый — Молотая известь Молотый каолин 10 15
Желтый Слабая Средняя Сильная Охра Крон свинцовый Охра Крон свинцовый Охра Крон свинцовый 10 5 15 10 20 15
Розовый Слабая Средняя Сильная Цемянка Сурик железный Цемянка Сурик железный Цемянка Сурик железный 10 1 15 5 20 10
Красно-коричневый Слабая Средняя Сильная Сиена Мумия Сиена Мумия Сиена Мумия 1-3 3 5-10 5 15 10
Серо-голубой Слабая Средняя Кобальт синий Кобальт синий t'w>' 1* 3*
Серо-зеле ный Слабая Средняя Окись хрома Глауконит Окись хрома Глауконит 1 8* 3 10*
Серо-черный Слабая Средняя Пиролюзит Кость жженая Пиролюзит Кость жженая 0,5* 0,5* 1* 3*
* Данные заимствованы из проекта .Временных технических указаний по отделке блоков и панелей из шлакобетона и керамзитобе-тона\ б. Академия архитектуры СССР и САКБ, тема № 27, 1956.
желтую окись железа, мумию, сиену, охру, крон, окись хрома, а также известковую муку, кирпич* ную муку, каолин и мел; для неавтоклавных растворов и бетонов, помимо вышеуказанных красителей, можно использовать глауконит, пиролюзит, искусственный сурик железный, кобальт синий, жженую кость. Количество красителя принимается по табл. ХХП.З.
Окончательная обработка лицевой поверхности наружного отделочного слоя должна производиться в за водских условиях с доведением до максимальной степени готовности, исключающей необходимость доделки изделий на строительной площадке. Обработку лицевой поверхности следует производить для получения гладкой поверхности — шлифовальным станком или волчком; мелко-шероховатой поверхности — пескоструйным аппаратом или механическими щетками; крупношероховатой
ГЛАВА XXII. ОТДЕЛКА ЛИЦЕВЫХ ПОВЕРХНОСТЕЙ ПАНЕЛЕЙ И БЛОКОВ НАРУЖНЫХ СТЕН
548
Т а блица XXII.4
Глубина западающего рельефа наружного защитно-отделочного слоя в мм при минимальной температуре воздуха от —25 до —35°
Наименование материала наружных степ Об ьем-Н'яй вес в кгм3 Толщина наружных стен в мм
250 300 V350 400 450 500
Пенобетон 800 30 30 40
То же 1000 — 20 40 40 50
1 200 — — — 20 30 40
Пеносиликат 800 20 30 40 40 50 50
Пенозолобетон .... 800 30 30 40
Легкие бетоны .... 1 000 — — 20 40 40
То же 1 400 — — — 30 40 40
Т а блица ХХН.Б
Крупность зерен заполнителя для наружного защитно-отделочного слоя в мм
Вид заполнителя Крупность зерен заполнителя в мм для поверхности отделочного слоя
мелкозернистой среднезернистой крупнозернистой
Песок Щебень и песок различных горных пород Щебень и песок керамического боя (кирпич и т. п.) . . . 0,3-2,5 2,5-5 2,5-5 0,3—5 5—10 5-10 2,5-5 10-30 10-30
поверхности — механической бучардой, планетарной фрезой (шарошкой).
Основное поле наружных стен рекомендуется, как правило, выполнять из панелей и блоков с гладкой поверхностью защитно-отделочного слоя.
Шероховатую поверхность как более трудоемкую и дорогую в изготовлении следует применять не более 15%, а рельефную не более 5% от всей наружной поверхности фасадов.
Предел допустимой глубины западающего рельефа защитно-отделочного слоя устанавливается в зависимости от толщины наружной стены и материала, из которого она сделана (см. табл. XXII.4).
Во избежание околов кромок защитно-отделочного слоя по краям последнего устраиваются фаски; профиль и размер фасок устанавливаются в проекте, но не менее 15 мм.
Швы между панелями или блоками со стороны внутренней поверхности необходимо затирать раствором; со стороны наружной поверхности — расшивать одним из обычных способов, применяемых при отделке фасадов. Цвет раствора для расшивки швов по фасаду указывается в проекте.
Для изготовления защитно-отделочных слоев применяются следующие вяжущие: белый портландцемент марки не ниже 300, удовлетворяющий требованиям ГОСТ 965-41. Для получения светлых тонов наружного отделочного слоя применяют белый цемент сорта БЦ-1, при более интенсивной окраске — сорта БЦ-2, БЦ-3, а также серый портландцемент (по ГОСТ 970-41) с введением разбеливающих добавок (мела и молотого каолина); марка разбеленного цемента должна быть не ниже 300.
В качестве заполнителей применяют: естественные кварцевые горные и речные пески, удовлетворяющие требованиям ГОСТ 2781-50; пески, получаемые дроблением горных пород; щебень из различных природных горных пород, удовлетворяющий требованиям ГОСТ 2780-50 и ГОСТ 8267-50 (из гранита, мрамора, доломита, известняка и пр ); щебень и песок из керамического боя (кирпича и т. п.), удовлетворяющие требованиям ГОСТ 3192-50.
Крупность зерен заполнителя назначается согласно табл. XXII.5 в зависимости от архитектурных требований, предъявляемых к поверхности наружного отделочного слоя.
Красители для наружных отделочных слоев должны обладать следующими свойствами: тонкостью помола, характеризуемой полным прохождением через сито № 021, стойкостью к солнечному свету, автоклавной об
работке; не должны растворяться в водных щелочных растворах и в воде; не должны снижать прочности окрашенного раствора более чем на 15%.
Вода для приготовления декоративных растворов и бетонов должна удовлетворять обычным требованиям, предъявляемым к воде, предназначенной для производства бетонных работ.
Состав декоративных растворов и бетонов подбирается пробными замесами с установлением таких соотношений составляющих веществ, которые обеспечивали бы качество раствора, удовлетворяющее требованиям табл. XXII.1.
Соотношение вяжущих и заполнителя, а также водоцементное отношение для пробных замесов декоративных растворов и бетонов назначают в зависимости от характера наружной поверхности по данным табл. XXII.6. Из каждого пробного замеса изготовляются по 3 куба размером 70X70X70 мм для последующего испытания.
Испытанием образцов после пропаривания или запаривания определяется их объемный вес и предел прочности при сжатии. Образцы с пределом прочности при сжатии, соответствующим требуемому при заданном объемном весе (табл. XXIL1), имеют оптимальное водоцементное отношение.
Изделия с выступающим и западающим рельефом выполняются одним из следующих способов:
1) в специальных формах с рельефным поддоном;
2) путем последующего закрепления архитектурных деталей; в этом случае для установки архитектурных деталей в теле изделия целесообразно устраивать соответствующие пазы.
Для этого на наружной поверхности изделия при его формовании целесообразно устраивать соответствующие пазы.
В случае повреждения наружного отделочного слоя после распалубливания изделия ремонт последнего следует производить до обработки лицевой поверхности. Ремонт выполняют при температуре окружающего воздуха не ниже КГ свежим раствором, состав которого должен быть одинаковым с составом отделочного слоя; поврежденное место до нанесения свежего раствора очищают от пыли и грязи, а мелкие трещины расшивают; вновь нанесенный раствор уплотняют.
Если наружную поверхность изделий отделывают декоративным раствором, укладываемым на дно формы, то внутреннюю поверхность следует отделывать следующими способами:
для автоклавных ячеистых бетонов
а) путем разглаживания и выравнивания пеномассы в процессе формования изделий;
б) путем последующей механической обработки поверхности.
ГЛАВА ХХП. ОТДЕЛКА ЛИЦЕВЫХ ПОВЕРХНОСТЕЙ ПАНЕЛЕЙ И БЛОКОВ НАРУЖНЫХ СТЕН _ . _
— — — — 549
Таблица ХХП.6
Составы декоративного раствора и бетона наружного защитно-отд ел очного слоя для пробных замесов
Вид изделия Характер наружной поверхности защитно-отделочного слоя Объемный вес в кг(м3 Соотношение (по весу) цемента и заполнителей цемента J марки 300 q о - Ь1 к № песка н *5 алов на 1 Щебня кр В Л 5—10 м3 в кг упностью 1М 10—30 Водоцементное отношение Способ укладки раствора (бетона)
Панели и блоки наружной стены Гладкая Среднезернистая Крупнозернистая Для 1 1400 1 600 1 700 изделий, тве] 1:4 1:2:2 1:2:1;2 рдеющих 280 300 300 в авток 1 120 610 643 лавах 610 322 322 0,6—0,7 0,6—0,7 0,5 Без вибрации То же ч
Цокольные и карнизные панели и блоки Панели и блоки наружной стены, цоколя и карниза Гладкая С реднезернистая Крупнозернистая Для изделий, т1 Гладкая Среднезернистая Крупнозернистая 1 700 1 850 2000 зердеющ 1:4 1:2:2 1:2:3 их в естеств 1:4 1:4 1:4 350 350 350 енных ус 320 360 350 1 325 735 684 :ловиях I 735 i камерах ; 1 026 пропарива! к О JO о о о СП Сл Сл III ° 1 1 ООО СП о о О О С вибрацией То же С вибрацией То же
Примечания. 1. Водоцементное отношение берется из расчета на сухое вещество.
2. Укладка раствора без вибрации производится в случае введения пластификатора ГКГ(в размере 2% от веса вяжущего).
* Данные заимствованы из проекта .Временных технических^указаний по отделке блоков и панелей£из шлакобетона и керамзитобетона* б. Академии архитектуры СССР и САКБ, тема № 27, 1956.
для легких бетонов — нанесением растворов следующих составов1:
а) цементных растворов на кварцевом песке (крупностью не более 1,2 мм) состава 1 :4 (цемент: кварцевый песок), при водоцементном отношении 0,5—0,6;
б) цементных растворов на шлаковом или керамзитовом песке (крупностью не более 1,2 мл), состава 1 :4 (цемент : песок) при водоцементном отношении 0,6—0,7;
в) известково-цементных растворов на кварцевом песке состава 1:3:14 или 1:3:16 (известковое тесто: : цемент: песок).
Толщина слоя должна составлять не более 15 мм.
Если наружную поверхность изделий отделывают декоративным раствором, укладываемым поверх отформованного изделия, то внутреннюю поверхность нет необходимости отделывать специальными растворами, она получается в процессе формования на поддоне. Для изделий из легких бетонов желательно первый (обращенный в помещение) слой бетона уплотнять.
При приемке изделий с архитектурно обработанной
1 Данные заимствованы из проекта «Временных технических указаний по отделке блоков и панелей из шлакобетона и керам-зитобетона» б. Академии архитектуры СССР и САКВ, тема Кв 27, 1956.
лицевой поверхностью наружного защитно-отделочного слоя следует проверять:
1) отсутствие пятен на лицевой поверхности;
2) правильность поверхностей:
а) искривление лицевой поверхности допускается в пределах не более ±2 мм на 1 пог. м изделия;
б) искривление вертикальных и горизонтальных тяг допускается в пределах не более 2 мм на 1 пог. м изделия;
3) отсутствие повреждений поверхности отделочного слоя (раковин, околов и т. п.):
а) отдельные раковины размерами не более 10 мм и глубиной не более 3 мм допускаются не более 3 на 1 м2 3 изделия;
б) околы граней выступающего и западающего рельефа шириной до 5 мм допускаются суммарной длиной не более 50 мм на 1 пог. м изделия;
4) отсутствие видимых трещин, сплошных и отдельных наплывов пленки цементного теста;
5) соответствие цвета и обработки лицевой поверхности установленному эталону.
Контроль за качеством сцепления наружного отделочного слоя с телом изделия на панелях и блоках осуществляется визуально и простукиванием поверхности наружного отделочного слоя молотком.
ЛИТЕРАТУРА
1. Косточкина Т. В., Отделка наружных поверхностей изделий из ячеистого бетона, «Строительная промышленность* № 4, 1957. |
2. Кошкин В. Г., Заводская отделка легкобетонных стеновых крупных блоков и панелей, «Бетон и железобетон* № 6, 1957.
3. Крестов М. А., Способ отделки крупнопанельных железобетонных изделий, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.
4. Левин М. В., Облицовка стеновых панелей и блоков из ячеистого бетона, «Строительная промышленность» № 4, 1957.
5. Л е в и н С. С., Ж о д з и ш с к и й И. Л., Механическая обработка поверхностей панелей из ячеистого бетона, «Строительная промышленность» № 4, 1957.
6. Офактуривание крупных стеновых блоков, «Бюллетень тех» нической информации Госстроя УССР» № 56, 1956.
ГЛАВ А XXIII
МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОРГАНИЗАЦИЯ МОНТАЖНЫХ РАБОТ
Подготовка к монтажу сборных железобетонных конструкций производится заранее в соответствии с проектом производства работ и технологическими картами на монтажные работы. В проекте организации работ предусматривается выполнение всех подготовительных работ, предшествующих монтажу конструкций, а именно:
1) планировка территории и прокладка подземных коммуникаций;
2) устройство постоянных и временных дорог;
3) устройство площадок для складов и для укрупни-тельной сборки конструкций;
4) укладка путей под монтажные и разгрузочные краны, монтаж и испытание кранов;
5) устройство вспомогательных временных сооружений;
6) геодезическая разбивка зданий, проверка и закрепление осей и отметок оснований.
7) устройство монолитных фундаментов или подготовки оснований для сборных фундаментов;
Непосредственными работами по подготовке к монтажу являются: доставка и раскладка монтируемых конструкций и деталей в зоне действия монтажного крана; комплектование и сборка кранового оборудования для разгрузки поступающих элементов и их монтажа; комплектование и опробование монтажных приспособлений.
Монтируемые конструкции в зависимости от местных условий доставляются железнодорожным или автомобильным транспортом. Раскладка сборных элементов на приобъектном складе в штабели или непосредственно у места подъема производится с учетом технологической последовательности монтажа.
Размеры складских площадок должны предусматриваться проектом организации работ в соответствии с данными, приведенными в табл. XXIII.1, причем размеры складских площадок указаны с учетом разрывов между смежными штабелями 0,2 м и проходов между штабелями шириной 0,7 -и, расположенных в продольном направлении через каждые два штабеля, а в поперечном Через каждые 25 м.
Вне зависимости от назначения склады должны иметь сквозные или кольцевые проезды с отдельным въездом и выездом; ширина проезда при одностороннем движении принимается равной 4 ж, при двустороннем, если в одном направлении организовано движение груженого транспорта, а в обратном порожнего — 8 или 6 м.
Разгрузка доставленных конструкций, их укладка в штабеля или раскладка у места подъема производятся специальными кранами,' причем монтажные краны привлекаются для этих работ лишь в свободное от монтажа время. Техническая характеристика погрузочных кранов типа башенных приведена в табл. XXIII.2, а козлового типа — в табл. ХХШ.З.
Таблица XXI11 i
Размеры складских площадок в м2 на 1 м2 сборных железобетонных элементов
Способы хранения Размеры складских площадок в м
при грунтовом основании 1 при бетонном основании
и наименование конструкций при расчетном сопротивлении грунта в\кг/см2
12 2,5 I1-5 2 I2’5
В штабелях; различные конструкции в горизонтальном положении (в среднем) . . . 4.17 2,65 2,56 2,02 1,66 1,49
В штабелях; различные] конструкции в вертикальном положении (в среднем) . . . 2,27 1,81 1,52 1,52 1,52 1,52
При раскладке у места подъема; различные конструкции (в среднем) 5,74 4,09 4,09 3,54 3,54 3.54
В штабелях; панели покрытий и перекрытий размерами 1,5X6 м 3.48 2,53 2,03 1,59 1,59 1,59
В штабелях; панели покрытий и перекрытий размерами 3x6 м 3,18 2,11 1,72 1,36 1,36 1,36
В?|кассетах; 'стеновые панели в^вертикальном положении . 2,27 1,81 1,52 1,52 1,52 1.52
В штабелях;’балки и прогоны (в среднем) 3,46 2,43 2,03 1,62 1,22 0,98
В штабелях; балки покрытий (в среднем) 5,8 5,8 3,85 2,89 2,89 2,89
У^места подъема; балки по-крытий (в среднем). ... 6,9 4,95 4,95 3,3 3,3 3,3
В штабелях; колонны одноэтажных промышленных зданий 4,26 4,26 4.26 2,13 2,13 1.42
У места подъема; колонны одноэтажных промышленных зданий 4,26 4,26 4,26 4,26 4,26 4,26
В}штабелях;1 колонны много-.. этажных зданий 4,1 2,8 2,27 1,69 1,41 1,14
ВштДоелил. подкрановые бал -ки 3,07 3.07 2,05 1,53 1,23 1.03
У места подъема; подкрановые балки. 3,07 3.07 3,07 3,07 3,07 3.07
Кроме кранов, перечисленных .в табл. XXILL2 и XXIII.3, в качестве специальных кранов используются также автомобильные краны, автомобильные краны на специальном шасси и гусеничные краны, техническая характеристика которых приводится в табл. XXIII.4 — ХХШ.6.
§ 1, ОРГАНИЗАЦИЯ МОНТАЖНЫХ РАБОТ
551
Таблица XXIII.2
Техническая характеристика погрузочных кранов типа башенных на рельсовом ходу
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика башенных кранов
Тип крана Вылет стрелы: наибольший наименьший Грузоподъемность: при наибольшем вылете стрелы при наименьшем вылете стрелы Высота подъема крана от его основания: при наибольшем вылете стрелы при наименьшем вылете стрелы Скорости: подъема груза поворота стрелы передвижения крана Обшая установленная мощность База крана Ширина колес Общий вес крана в том числе: балласта на тележке балласта на поворотной платформе балласта на портале JK т м м мин об'мин м мин кет мм т БКСМ-4п 16.5 8 1 3 5 19,5 15 0,6 28 21,2 3 400 3 000 16,6 2,5 7,5 БКСМ-2П 16,5 5 1,5 5 11,5 20 15,3 0,6 21 28,7 3 000 3 000 20,1 5 4,5 БКСМ-5п 19,75 6 1.5 5 9,1 20 13,8 0,56 30 31,7 3 700 3 500 29 БКСМ-5п, стрела 13,8 6 2,6 5 9,1 16,2 13,8 0,56 30 31,7 3 700 3 500 29 БКСМ-14П 30 3,5 5 5 13,8 13,8 30 0,5 24 44,6 6 000 6 000 72 М-3-5-5п 22 11 5 10 13,5 26,5 15 0,56 24 59,5 6 000 6 000 58
Таблица ХХП1.3
Техническая характеристика козловых кранов
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика козловых кранов
Тип крана К-122 К-152 К-202 К-302 К-402 К-502 МПС-5
Грузоподъемность т 12 15 20 30 40 50 5
Пролет м 32 26 20 32 26 20 9,3—11,3
Максимальная высота подъема крюка . . 10,5 10,5 10,5 10,5 10,5 10,5 7
Максимальная длина хода тележки .... 29,3 29,3 17,3 26,3 22,3 16,3 6.2—8,2
Скорости: подъема груза м мин 8,6 8.6 8,6 7.5 5 6 8
передвижения тележки я 22,4 22,4 22,4 22,1 22,1 22,1 30
передвижения крана я 24 24 24 20 20 20 20
Общая установленная мощность кет 37 37 37 66,5 66,5 66,5 14,3
Общий вес крана т 34,81 32,18 29,76 59,6 57,3 48,56 8
в том числе: металлических конструкций • 23,67 21,24 18,79 37,6 33,2 29 —
Таблица ХХШ.4
Техническая характеристика автомобильных кранов
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика автомобильных кранов
Тип крана Длина стрелы Вылет стрелы: наибольший наименьший Г рузоподъемность: при наибольшем вылете при наименьшем вылете м т К-32 на выносных опорах 6,2 5,5 2,5 0,75 3 К-32 без выносных опор 6.2 5,5 2.5 0.4 1 К-52 на выносных опорах 7.5 7 3,8 2 5 К-52 без выносных опор 7,5 7 3,8 0,75 2 К-52 на выносных опорах 12 9 4,5 1 3 К-52 без выносных опор 12 9 4,5 0,25 1
552
ГЛАВА XXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Продолжение табл. ХХШ.4
Наименование показателей Единица 1 измерения I Техническая характеристика автомобильных кранов
Высота подъема крюка: при наибольшем вылете стрелы при наименьшем вылете стрелы Скорости: подъема груза II вращения платформы 11 передвижения кранов: транспортная . рабочая (с грузом) перемещения груза по горизонтали (средняя) при изменении вылета стрелы База крана Ширина колеи: передних колес задних колес Общий вес крана м MjMUH об/мин км]час м]мин мм • m 6,6 2,6—8 3,5—12 0,5-1,7 0,9-3 50 10 30 4С 1 1 1 1 7, оо о о S 1 1 1 1 1 1 1 4,55 7 4—10 7,2-18 5,7 45 0,67—1,67 1,2—3 30 5 >20 1 S 1 £ 5 11,5 6—15 10,8—27 10 150 )20 13 II II II II 1 1
Техническая характеристика автомобильных кранов на специальном шасси
Таблица XXIIIJ
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика автомобильных кранов на специальном шасси
Тип крана — Э-255 Э-258 К-102 К-252
Длина стрелы . . . • . м 8 12 15 18 18 с гуськом 6,5 7,5 12 15 с гуськом 10 18 15 на выносных опорах без вы* носных опор на выносных опорах >5 без выносных опор 25 с гуськом на выносных опорах
Вылет стрелы: наибольший . . . наименьший . . . • 8 3 11,6 3,2 14,3 4 17 4,5 14 8 6 4 7 4 9 4 15 6,2 10 4 17 4 14 5,25 14 4,5 14 7,5 20; 12 6,5 } 20; 14
Грузоподъемность: при наибольшем вылете m 1,4 0,8 0,49 0,27 0,35 1,7 1,4 0,8 0,28; 3 1 5 2,5 2,25 1
при наименьшем вылете • 5 4 3 2 1 3 5 3 1 10 7,5 25 15 12 7,5 | 5
Высота подъема крюка: при наибольшем вылете стрелы . JK 3,6 4,8 6,5 7,9 16,5 3 3,4 8 13,7 5,2 9,2 1,5 15 >,3
при наименьшем вылете стрелы . • 7,2 10,5 13,7 16,5 19 5,3 7,2 10,3 19,3 9,5 16,5 12,5 22 | 25
Скорости: подъема груза • . . MjMUH 24,6 — — 36,9 — 27 18 27 19,5 2 >9,25 — — 11,6
вращения крана . об/мин - — 2,5 — — — 2,5 — 3 — — — — 2 —
передвижения крана на I и II скоростях KMjnac — 3,07 1 и 6,49 — — — 1/ 21 и 2,84 Зи 7,28 — .— 7,2- -14 —
на Ш и IV скоростях ч — 7,06 1 и 14,1 — — — 4,26 и 10,7 — — —
перемещения груза по горизонтали (средняя) при изменении вылета стрелы . . м'мин 15,8 4 15,8
База крана мм — 2 800 — — — — 2 800 4 050 — — 5 100 — —
Ширина колеи: передних колес . . задних колес . . . • — 1 950 1 920 — 2 042 1 920 2 900 ЗОЮ — 3 360 3 454 — —
Общий вес крана . . . m 11,7 11,8 12 12,3 12,4 - п. 5 27,7 — — 44 — —
§ 1. ОРГАНИЗАЦИЯ МОНТАЖНЫХ РАБОТ
553
Техническая характеристика гусеничных кранов
Таблица XXШ.6
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика кранов
Тип крана — СКГ-30 Э-505 Э-753 Э-754 Э-1003 Э-1004 Э-2001
Длина стрелы .... • . . . м 15 20 25 10 18 18 с гуськом 11 15 13 23 15 30 40
Вылет стрелы: наибольший наименьший 14 5 18 6,15 23 7,35 10 3,7 17 4,3 10 6 10,6 3,6 14.1 6 12,5 4,5 17 6,5 15 4,5 22,5 8 30 10
Г рузоподъемность: при наибольшем вылете стрелы m 8,3 5,4 3,1 2,6 1 1 3,8 2,7 3,5 1,7 8,2 4,3 1,5
при наименьшем вылете стрелы 30 20 15 10 7,5 2 15 7,5 15 8 50 20 8
Высота подъема крюка: при наибольшем вылете стрелы JK 8,3 П,2 12,8 3,7 7,6 14 6,1 7,2 5,8 16 3 19 25
при наименьшем вылете стрелы 14,5 19,1 23,9 9,2 17,2 17,2 8,7 13 11 13 12 26,5 36
Скорости: подъема груза м]мин 6 9 9 11,4—14,4 16,8—21,6 22,8—26,4 17,28 25,48 15,36 23,1 12,36 20,6 30,9
вращения платформы . . об/мин 0,7 3 4,4 4,6 3,4
передвижения крана . . км[час 0.7 1,5—3 0,907 1,5 1.26
перемещения груза по горизонтали (средняя) при изменении вылета стрелы mImuh 10,2 22,5 6,5
Наибольший угол подъема стрелы при движении . . . град. 20 25 20 20 20
Длина гусеничного хода . . мм 4930 3 420 33 4 005 5 100
Ширина , „ . . я 4100 2 850 2 975 3 200 4 050
Общий вес крана m 61,4 62,1 62,9 21,32 28,4 39 75,1
Техническая характеристика башенных кранов грузоподъемностью до 5 т
Таблица ХХШ.7
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика башенных кранов
Тип крана Вылет стрелы: наибольший наименьший Грузоподъемность: при наибольшем вылете стрелы при наименьшем вылете стрелы Высота подъема крюка крана: при наибольшем вылете стрелы при наименьшем вылете стрелы Скорости: подъема груза (спуска крюка) поворота стрелы передвижения крана . . ... грузовой тележки ... перемещения груза по горизонтали при изменении вылета стрелы ... База крана Ширина колеи Вес крана без балласта м т м м!мин об/мин M'fMUH мм т Т-178 20;25 10;10 1,5:1 3;2,5 16,5 38 36;48 1 15 24 3 500 3 500 14,2 БК-215 18 10 1.5 3 22 33 4,5; 20; 38 0,6 32 14 3 500 3 500 15,8 МСК-3-5/20 20 10 3 5 25 37 3,5; 15:30 0,75 21 4000 4000 23 МБТК-80 20 10 4 5 28 42 30 0,74 30 5 000 5 000 29 МСК-5/20 20 10 5 5 26 38 3,5; 15; 30 0,60 25 13 4 000 4 000 28,9 БКСМ-5-5 •22 11; 4,5 5 5 21 40 30 0,6 32 32 4 000 4 000 36
Автомобильные краны (табл. XXIII.4) могут применяться и для монтажа легких сборных элементов в жилищном, коммунальном, промышленном и сельском строительстве. Однако из-за небольшой высоты подъема крюка автомобильные краны могут быть использо-
ваны в основном лишь при монтаже одноэтажных зданий.
Автомобильные краны, характеристика которых приведена в табл. XXIII.4, имеют четыре рабочих движения: подъем груза, вращение крана, подъем и опускание стре-
ГЛАВА XXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
554
Таблица ХХШ.8
Техническая характеристика башенных кранов грузоподъемностью более 5 т
Наименование показателей Единица измерения Техническая характеристика i башенных кранов
Тип крана БК-300 БК-406А БК-40 БК-404 БК-405
Вылет стрелы: наибольший м 30 40 30 30 36
наименьший • 9 12 8 8 8
Грузоподъемность: при наибольшем вылете стрелы т 8 13 18 18 15
при наименьшем вылете стрелы 25 25 40 40 40
Высота подъема крюка крана: при наибольшем вылете стрелы м 45 45 44 45 41,5
при наименьшем вылете стрелы • 72 80 70 70 75
Скорости: подъема груза м'мин 12 12 5 7 7
поворота стрелы об/мин 0,25 0,17 0,21 0,17 0,17
передвижения крана м'мин 8,65 — — — —
перемещения груза по горизонтали при изменении вылета стрелы (средняя) — — 2,5 3,24 4
передвижения стрелы а — — — — —
Общая установленная мощность кет 78 71 71 71 71
База крана мм 7 500 9 500 9 500 9 500 9 500
Ширина колеи 7 500 9 500 9 500 9 500 9 500 ’
Общий вес крана т 149 236 225 236 236
лы с грузом, передвижение крана с грузом или без груза. Совмещение этих рабочих движений крана невозможно, в связи с чем продолжительность цикла работы крана определяется без учета совмещения рабочих движений. Управление краном производится одним машинистом (крановщиком), выполняющим обязанности шофера при передвижении крана. Серьезными недостатками этих кранов являются: необходимость работы их при значительной нагрузке на выносных опорах, установка которых является длительной операцией; возможность управления краном при передвижении только из кабины шофера.
Для монтажа сравнительно тяжелых сборных конструкций при строительстве одноэтажных производственных и малоэтажных зданий могут применяться автокраны на специальном шасси (табл. XXIII.5).
Гусеничные краны (табл. XXIII.6) пригодны для монтажа тяжелых сброных конструкций при строительстве одноэтажных и многоэтажных промышленных, общественных и жилых зданий и в гидротехническом строительстве.
Гусеничные краны изготовляются как правило, в виде универсальных кранов экскаваторов с экскаваторным и крановым сменным оборудованием; такие краны имеют четыре рабочих движения: подъем груза, вращение крана, передвижение крана с грузом, изменение вылета стрелы с грузом.
Кран работает без выносных опор и этим выгодно отличается от автомобильных кранов. На кране возможно совмещение дву$ рабочих движений: подъема или опускания груза при вращении крана; подъема или опускания груза с подъемом или опусканием стрелы.
Следует однако отметить, что гусеничные краны-экскаваторы имеют ряд недостатков (отсутствие посадочных скоростей) и будут заменены монтажными гусеничными кранами (типа СКГ 30 и др.).
При строительстве многоэтажных гражданских и промышленных зданий для монтажа сборных железобетонных конструкций применяются наземные башенные краны, перемещающиеся по рельсовым путям, уложенным на балласте.
Техническая характеристика башенных кранов приведена в табл. XXIII.7 и ХХШ.8.
Опирание башенных кранов БК-300; БК-436А; БК-40, БК-404 и БК-405 на колеса допускается только при передвижении крана без груза с одной стоянки на другую. При работе этих кранов тележки опираются на винтовые опоры. Рельсы под эти краны укладывают по сплошному настилу из шпал.
Монтажные приспособления в зависимости от их назначения объединяются в две основные группы: приспособления для подъема элементов и приспособления для временного закрепления и выверки элементов.
Приспособления первой группы весьма многочисленны, так как их форма и размеры зависят от веса и габаритов монтируемого элемента. Общий вид и характеристика наиболее распространенных типов приспособлений для подъема сборных элементов и приспособлений для временного закрепления и выверки монтируемых элементов приводятся ниже.
§ 2. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ
1. Монтаж подземной части зданий
Подземная часть здания монтируется в соответствии с технологической картой, в которой в зависимости от конструкции здания и выбранного типа монтажных кранов устанавливается последовательность монтажа и места стоянок монтажных кранов.
Сборные фундаменты ленточного или прерывистого типа устанавливаются непосредственно на грунт либо на небольшой (до 0,1 м) слой песка или мелкого щебня, служащего для выравнивания постели до заданной отметки. Сборные фундаменты под колонны каркасных зданий устанавливаются по бетонной подготовке, так как монтажные допуски для зданий каркасной конструкции более жестки, чем для зданий с несущими стенами
К 2. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ
----- * _ — ....... _ - _ 555
ОБЩИЙ ВИД И ХАРАКТЕРИСТИКА НАИБОЛЕЕ РАСПРОСТРАНЕННЫХ ТИПОВ ПРИСПОСОБЛЕНИЙ ДЛЯ ПОДЪЕМА И УСТАНОВКИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Двухветвевый тросовый строп или строп-двухвостка
Полуавтоматический строп-1 треста Уралстальконструкция
Простое такелажное устройство, состоящее из двух тросовых ветвей 1, объединенных кольцом 2, при помощи которого при* способление подвешивается к крюку крана.
К концам тросов прикреплены крюки или карабины 3. Диаметры тросов зависят от веса поднимаемого элемента. Длина ветвей подбирается из условия наклона их под углом 45—60° и, как правило, не превышает 5 м. Применяется для подъема сбор* чых железобетонных балок, ригелей прогонов, блоков и других аналогичных конструкций, снабженных двумя подъемными пет лями, расположенными на расстоянии 3—4 м друг от друга.
Четырехветвевый тросовый строп или строп-четырех-хвостка
Приспособление состоит из обоймы, пружинного замка, серьги и тросового стропа. К обойме • 1 тросовый строп 2 крепится при помощи деталей 3, 4 и 5, серьга б крепится при помощи деталей 7, 8 и 9.Пружинный замок состоит из трубчатого кожуха 10, запорного штифта 11, корпуса замка 12 и пружины 13, удерживающей штифт от перемещений. Этот замок позволяет монтажнику производить расстроповку со своего рабочего места или с земли при помощи тросика 14. Монтируемые фермы стропуют следующим образом. Двумя висящими концами стропа ферму захватывают за верхний пояс в двух узлах, а коуши надевают на запорный штифт, для чего последний 'оттягивается при помощи тросика.
Применяется для подъема ферм и других решетчатых конструкций
Полуавтоматический строп-2 треста Уралстальконструкция
Приспособление состоит из кольца 1, за которое строп подвешивается к крюку крана четырех ветвей троса 2, собранных и закрепленных на кольце при помощи коушей 3. Ветви троса ваканчиваются карабинами или крюками 4. Длина ветвей подбирается из условия наклона их к горизонту под углом 45—60°, я, как правило, она не превышает 5 м. На одно приспособление расходуется от 20 до 28 пог. м троса. Применяется для подъема крупных панелей покрытий и перекрытий, лестничных маршей, лестничных площадок, фундаментных блоков, блоков подвальных зтен и других сборных элементов, имеющих четыре подъемные тетлн.
Приспособление состоит из обоймы, пружинного замка и тросового стропа. К обойме 1 прикреплены запорный штифт 2, трубчатый кожух замка 3 с входящей в него пружиной 4. К запорному штифту прикреплен тросик 5.
» Тросовый строп 6 пропускается через нижнее отверстие в обойме. Строповку балок и прогонов производят путем охвата элемента тросом, петлю которого закладывают в обойму через отверстие, протягивают под штифт на противоположную сторону обоймы и надевают на крюк. Длинномерные элементы стропуют двумя стропами в двух местах. Применяется для подъема прогонов и подкрановых балок сплошного сечения.
556
ГЛАВА XXIV. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Фрикционный строп Главстальконструкции Минстроя РСФСР
Вид по 2 -2
1
Строп состоит из захватов 1 и 2, двух вилок 3 и 4, тросовой тяги 5, прикрепленной к захвату и траверсе болтами 6. Траверса состоит из двух швеллеров и снабжена подъемной петлей 7. На рисунке показана схема подъема и рассгроповка колонны. Применяется для подъема, установки и кантования сборных железобетонных колонн.
Строп с замком Главстальконструкции Минстроя РСФСР
Приспособление состоит из стропа /, замка 2 и четырех подкладок 3. Принцип действия замка такой же, как полуавтоматических стропов-1 и -2 (пп. 3 и 4). Расстроповку производят с рабочего места монтажника. Применяется для подъема железобетонных балок, ригелей и прогонов прямоугольного или трапецеидального сечения.
Универсальная гибкая траверса
Приспособление состоит из трех ветвей, укрепленных на кольце /, две ветви 2 выполнены из троса, третья 3 из цепи. К концам ветвей прикреплены жесткие траверсы 4, к которым подвешены короткие стропы 5, снабженные карабинами 6. В зависимости от вида поднимаемой конструкции в работе используются ге или иные ветви приспособления. Так, при подъеме панелей перекрытия пользуются всеми ветвями. Для стеновых панелей пользуются двумя или одной ветвью и т. д. Применяется для подъема балок, крупных панелей покрытия и перекрытия, колонн, фундаментных блоков, лестничных маршей и площадок и т. д.
§ 2. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ
557
Приспособление для подъема колонн Универсальная траверса ВНИОМС
Приспособление состоит из балки / (из двух швеллеров) и двух блоков 2. В середине балки между швеллерами вварена серьга 3 для зацепления крюком крана. Блоки подвешены на шарнирах и могут вращаться вокруг двух осей, но могут также быть заклинены при помощи стопорного устройства 4. Каждый блок снабжен зажимным приспособлением 5 для стальных канатов 6. Траверса дает возможность монтировать сборные элементы в любом положении: вертикальном, наклонном и горизон-Траверса состоит из балки /, сваренной из двух швеллеров; тальком. Применяется для подъема балок, прогонов, колонн, на балке укреплены два блока 2 и кольцо 3 для крюка монтаж- фундаментных блоков, панелей покрытия и перекрытия, сани-ного крана. Траверса позволяет переводить монтируемый эле- тарно-технических блоков, лестничных маршей и площадок сте-мент, в частности, колонну, из горизонтального положения в новых панелей и других сборных элементов; а—д — схемы подъ-вертикальное на весу. Это значительно сокращает продолжи- ема различных железобетонных изделий. Применяется для тельность операций по подъему и установке колонн или других подъема и установки колонн, стеновых панелей и других кон-конструкций. струкций.
ГЛАВА XXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
558
ОБЩИЙ ВИД И ХАРАКТЕРИСТИКА НАИБОЛЕЕ РАСПРОСТРАНЕННЫХ ТИПОВ ПРИСПОСОБЛЕНИИ ДЛЯ ВРЕМЕННОГО КРЕПЛЕНИЯ И ВЫВЕРКИ МОНТИРУЕМЫХ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Кондуктор состоит из двух рам 1, соединяемых между собой четырьмя болтами 2 диаметром 18 мм. Сперва устанавливают на фундамент колонну 3 и затеям на обрез фундамента — кондуктор, причем каждую раму ставят самостоятельно, после чего их скрепляют болтами. Вес кондукторов 122 кг. Применяется для временного закрепления колонн одноэтажных производственных зданий.
Домкрат для рихтовки колонн
Траверса состоит из трубы 1 длиной 4 300 мм, четырех стропов 2, снабженных крюками 3. Кольцо 4 для зацепления траверсы крюком крана прикреплено к балке при помощи двух стропов 5. Траверса удобна в работе и имеет небольшой вес. Применяется для подъема и монтажа панелей перекрытия весом до 5 г.
Домкрат состоит из упора /, винта 2 для закрепления домкрата на фундаменте, головки 3, гайки 4, винта 5 и основания для рукоятки 6. Вес домкрата 16 кг. Домкрат заводят упорами 1 в зазоры между гранями колонны и внутренними стенками стакана фундамента и закрепляют на них винтами 2. Рихтовка производится домкратным винтом соответствующим поворотом рукоятки. Применяется для рихтовки колонн одноэтажных производственных зданий, устанавливаемых на фундаменты стаканного типа.
§ 2. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ
559
Кондуктор Проектного института № 1 Минстроя РСФСР
Групповой кондуктор
Кондуктор состоит из четырех стоек 1, стяжных винтов 2 и 16 регулировочных винтов 3. Стойки кондуктора крепятся к выступающему над перекрытием оголовку нижестоящей колонны при помощи стяжных болтов. Временное закрепление и вывер-КУ 5ол°нн производят регулировочными винтами. Вес кондуктора 500 кг. Применяется для временного закрепления и выверки одиночных колонн многоэтажных зданий.
Кондуктор ВНИОМС
Кондуктор состоит из двух секций, соединяемых между собой болтами. Каждая секция рассчитана на закрепление двух колонн и имеет соответствующие захваты в виде обоймы. При помощи этих захватов кондуктор закрепляется на колоннах нижележащего этажа и зажимает монтируемую колонну. Применяется для временного закрепления и выверки одновременно четырех колонн многоэтажных зданий.
Кондуктор состоит из четырех стоек /, зажимного устройства из двух стяжных болтов 2, двух связей переменной длины и системы шарниров и регулировочного устройства из 10 регулировочных винтов 3. Вес кондуктора 270 кг. Кондуктор закрепляют на оголовке нижестоящей колонны 4 при помощи зажимного устройства. Монтируемую колонну сверху вводят в кондуктор и устанавливают на оголовок нижней. Временное закрепление колонны осуществляется регулировочными винтами, которыми пользуются также при выверке. Применяется для временного закрепления и выверки одиночных колонн многоэтажных зданий.
ГЛАВА XXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
560
Монтаж сборных фундаментов можно вести двумя способами: с расположением монтажных кранов на бровке котлована и с расположением их в котловане.
Выбор того или иного способа зависит от веса сборных деталей, грузоподъемности и вылета стрелы монтажных кранов и условий на строительной площадке.
Возможно применение и комбинированного способа, при котором тяжелые блоки под несущие продольные стены укладывают по второму способу, а более легкие блоки под поперечные стены — по первому.
При любом из принятых способов монтажа фундаментов назначается наименьшее число стоянок монтажного крана, для чего фундаментные блоки на складской площадке раскладываются в зонах действия крана таким образом, чтобы укладка их на место не требовала дополнительных перемещений крана.
Порядок монтажа и соответственно место стоянок монтажного крана назначают с таким расчетом, чтобы последний передвигался последовательно в одном направлении.
Монтаж стен подвала состоит из следующих основных операций: устройства из раствора постели (горизонтального шва) под укладываемый блок, укладки стенового блока, заполнения раствором вертикальных стыков между стеновыми блоками.
Для того чтобы постель под укладываемые блоки получилась сплошной, применяют пластичный раствор, который под влиянием веса уложенного блока осаживается и частично выжимается.
При монтаже блоков необходим постоянный контроль над горизонтальностью их укладки.
Вертикальные швы также заполняются пластичным раствором. При неплотном примыкании стеновых блоков вертикальные стыки во избежание вытекания раствора заделываются предварительно снаружи.
Стены подвалов, как правило, монтируются гусеничными кранами с расположением последних на бровке котлована. Монтаж стен можно вести таким образом, чтобы с каждой стороны крана возводился участок стены на всю высоту подвала с оставлением убега для примыкания последующих участков стен.
Возможен и другой порядок монтажа, при котором в первую очередь укладывают 2—3 ряда блоков по всему зданию с последующим, вторичным, заходом крана, завершающим монтаж блоков на всю высоту подвала. При таком порядке монтажа можно укладку фундаментных блоков и нижних рядов стеновых блоков производить с одних и тех же стоянок монтажного крана.
Технологическая карта монтажа стен подвала аналогична технологической карте монтажа фундаментов; однако в ней не указываются порядковые номера стеновых блоков, так как это вызывает осложнение в графическом оформлении карты и делает ее чрезмерно громоздкой и неудобной для пользования. Поэтому при монтаже стен подвалов пользуются, помимо технологических карт, чертежами разверток стен, из которых видно, какие блоки должны быть уложены в каждом ряду.
Каркас подвальной части в зданиях каркасной конструкции монтируется также гусеничными кранами. Здесь монтаж заключается в установке колонн, ригелей и продольных связей-вкладышей. Колонны подвального этажа обычно устанавливают на подколенники стаканного типа. Колонны после окончательной выверки замо-ноличиваются пластичным бетоном.
Перед установкой колонн на подколенниках и на колоннах по продольной и поперечной осям наносятся
риски; монтажники следят за совпадением рисок устанавливаемых колонн и в таком положении временно закрепляют их клиньями и растяжками. После установки соответствующей пары колонн производится укладка ригелей. Если конструкция опирания ригелей на колонны не обеспечивает достаточной устойчивости монтируемых конструкций, то для этой цели применяются специальные кондукторы, которыми временно, впредь до окончательной выверки и сварки стыков, скрепляют колонны с ригелем. Окончательная выверка каждого поперечного ряда колонн производится после установки всех колонн ряда и укладки соответствующих ригелей. Затем замо-ноличиваются колонны в подколонниках и свариваются стыки ригелей с колоннами. После аналогичной сборки последующего поперечного ряда каркаса укладывают и приваривают продольные связи. Стыки сборных конструкций заделывают бетоном после того, как сварка, являющаяся одним из видов скрытых работ, будет принята специально уполномоченным на это лицом.
Подвальная часть каркаса трехпролетных каркаснопанельных зданий обычно монтируется параллельно двумя кранами с обеих сторон здания, что дает возможность полностью замыкать каждый поперечный ряд колонн. При наличии кранов с достаточно большим вылетом стрелы монтаж можно вести и одним краном.
Монтажная бригада, прикрепленная к каждому крану, состоит из восьми человек: двух монтажников, двух такелажников, двух сварщиков и двух бетонщиков.
В соответствии с типовыми технологическими картами нормы времени на работу кранов можно принять: на монтаж колонны — 0,25 маш/час, ригеля — 0,17 маш/час, и продольной связи — 0,10 маш/час.
Монтаж перекрытия над подвалом ведет бригада в составе 4 человек: двух монтажников и двух такелажников. Выравнивание раствором постели в местах опирания плит (панелей) перекрытия выполняется монтажниками. Монтажный кран переходит со стоянки на стоянку, последовательно передвигаясь по периметру здания. В зависимости от типа укладываемых плит время, затрачиваемое краном на монтаж, колеблется от 0,1 до 0Л маш/час.
2. Монтаж каркасно-панельных зданий
В каркасно-панельных зданиях основными узлами, создающими поперечную, а частично и продольную жесткость, являются лестничные клетки, поэтому монтаж таких зданий начинается с лестничных клеток. В зависимости от того — являются ли колонны одноэтажными или двухэтажными, монтаж ведется либо поэтажно, либо поярусно; в последнем случае ярус состоит из двух этажей.
Основным монтажным приспособлением для установки каркаса являются передвижные сборные кондукторы, при помощи которых производятся временное закрепление и выверка колонн. Такие кондукторы, разработанные конструкторским бюро Проектстроймеханизация Главмосстроя, впервые были применены на строительстве каркасно-панельных домов, построенных в 7-квартале Н. Песчаных улиц в Москве. При помощи таких кондукторов монтируют блок каркаса, состоящий из шести колонн. Указанные каркасно-панельные здания имели в поперечном направлении три пролета: два крайних по 6,4 м и один средний — 2 м. Монтаж велся параллельно при помощи двух кондукторов, расположенных в крайних пролетах. После окончания монтажа двух параллельных блоков производились установка и сварка ригелей и укладка плит перекрытия в среднем пролете. Таким образом завершался монтаж каркаса и перекрытий участка здания.
§ 2. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ЖИЛЫХ И ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИИ
561
Для монтажа ригелей и плит перекрытия второго этажа монтируемого яруса, для сварки стыков ригелей с колоннами, для выверки колонн, сварки стыков наружных колонн с наружной стороны и т. п. применяются различные инвентарные площадки, монтажные лестницы и другие инвентарные устройства.
Продольная жесткость каркаса в процессе монтажа обеспечивается установкой в отдельных пролетах между колоннами временных диагональных связей, шарнирно соединенных с хомутами, надеваемыми на колонны; с помощью стяжных муфт эти связи натягиваются.
При окончании монтажа каркаса и перекрытий одного яруса устанавливают стеновые панели.
Стыки всех элементов каркаса, перекрытий, стеновых панелей и др. бетонируют после сварки всех стыковых соединений и составления акта на их приемку.
К монтажу последующего яруса каркасно-панельных зданий приступают после замоноличивания всех стыков предыдущего яруса. Типовые технологические карты на монтаж каркаса, перекрытий и стеновых панелей составляются раздельно, так как совмещение указанных процессов на одной карте делает ее излишне громоздкой.
Для лучшего использования монтажных кранов рационально, чтобы один кран обслуживал два кондуктора.
Состав бригады, занятой на монтаже каркаса и перекрытий, зависит от конструкции, количества стыков и сварочных работ.
3. Монтаж бескаркасных крупнопанельных зданий
Монтаж бескаркасных крупнопанельных зданий ведется поэтапно. Положение стеновых панелей в процессе монтажа определяется линиями, отбитыми на плоско-
вого участка крупнопанельного дома (цифрами указана последовательность монтажа участков стен)
сти нижележащего перекрытия. Эти линии могут быть зафиксированы специально уложенными стальными уголками. Установку низа панели в требуемое положение производят с крана, а временное закрепление панелей — при помощи специального монтажного подкоса и струбцин.
После временного закрепления стеновой панели крюк монтажного крана освобождают, и кран переходит к монтажу следующей панели.
По вертикали стеновую панель выправляют регулировкой стяжной муфтой подкоса.
Монтаж очередного этажа начинают с установки 36 Зак. 2065.
маячных панелей. В качестве маячных устанавливают угловые стеновые панели и примерно через 15—20 м — промежуточные.
Последовательность монтажа назначается таким образом, чтобы в процессе монтажа обеспечивалась поперечная жесткость здания. Поэтому все здание разбивают на участки, и в пределах каждого из них производят полный цикл монтажа, включая монтаж перекрытия; такими участками являются участки между торцовой стеной и лестничной клеткой, между лестничной клеткой и внутренней поперечной стеной и т. д.
В пределах каждого участка устанавливают очередность монтажа каждого элемента, учитывая при этом конструкцию здания и требования производства работ. Например, последовательность сборки торцового участка (не считая установки маячных панелей) крупнопанельных зданий с внутренней продольной несущей стеной следующая (рис. XXIII.1): устанавливают панели торцовой стены /, затем панели наружной продольной стены 2, далее панели внутренней продольной стены 3 и панели лестничной клетки 4, а также лестничных площадок и маршей; после этого устанавливают панели второй наружной продольной стены 5, потом панели внутренней поперечной стены 6 во втором (поперечном) пролете, затем собирают все внутренние конструкции (перегородочные панели, отопительные панели, санитарно-технические блоки и т. п.) и, наконец, укладывают плиты перекрытий. Таким образом завершается монтажный цикл на каждом участке здания.
В зависимости от конструкции здания могут иметь место отклонения от приведенной последовательности сборки; так, например, при наличии в здании балконов последние монтируют до установки соответствующих стеновых панелей и т. п.
По мере монтажа стеновых панелей и других деталей производят сварку и заделку стыков. Разделку стыков с наружной стороны здания, а также исправления повреждений лицевой части панелей выполняют со специальных навесных лестниц, передвигаемых по перекрытию.
Типовые технологические карты монтажа крупнопанельного бескаркасного здания составляются поэтажно.
В технологической карте приводятся следующие данные:
1) план здания с указанием зон монтажа каждого крана;
2) план этажа с нанесением элементов стен, перекрытий и других монтируемых деталей, как, например, санитарно-технических, вентиляционных и других блоков и панелей с указанием их порядкового номера в процессе монтажа;
3) монтажная таблица, в которой указываются порядковые номера операций монтажа и марка деталей для каждого монтажного крана;
4) график монтажа, в котором для каждого крана указываются: наименование монтируемых деталей; количество деталей; норма времени для монтажного крана и для рабочих; требующаяся продолжительность работы крана на монтаже; требующееся количество рабочих дней; во сколько смен ведется монтаж; продолжительность работ в календарных днях; количество монтажников; собственно график в рабочих днях;
5) потребное оборудование;
6) пояснения.
В графике указывают и все другие виды работ, сопутствующие монтажу (сварка, бетонирование стыков и замоноличивание плит перекрытия с теми же данными, что и для монтажа, за исключением, разумеется, норм и продолжительности работы кранов.
В последнее время строительство крупнопанельных
ГЛАВА XXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
562
жилых домов ведется методом, в основу которого положена установка сборных железобетонных элементов прямо с транспортных средств. При этом технологическая карта монтажа становится оперативным документом для организации доставки монтажных элементов к месту установки в нужные сроки; поэтому наряду с перечисленными данными в технологической карте указываются способы и сроки доставки монтажных элементов по их маркам в пределах смены. Точное выполнение производства работ по заданной технологии требует организации на монтируемом объекте (или группе объектов) диспетчерской связи для регулирования доставки монтажных элементов с заводов-поставщиков. Такая организация монтажа осуществляется в широких масштабах при строительстве полносборных зданий в Москве и Ленинграде. При монтаже непосредственно с транспортных средств надобность в складских площадках отпадает.
§ 3. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
1. Монтаж одноэтажных производственных зданий
Основными монтажными элементами большинства производственных одноэтажных зданий, решенных в сборном железобетоне, являются: фундаментные блоки, колонны, подкрановые балки, балки или фермы покрытий и панели покрытия.
Процесс монтажа указанных элементов делится, как правило, на три основных этапа.
Первый этап включает установку фундаментных блоков в проектное положение и сдачу строителям под засыпку грунтом.
Второй этап включает установку колонн с выверкой и рихтовкой их в проектное положение и последующее замоноличивание стыка колонны с фундаментом.
Третий этап включает установку подкрановых балок, балок покрытия и панелей покрытйя с их выверкой, сваркой закладных деталей и замоноличиванием стыков.
Первый этап монтажа по времени совпадает с работами нулевого цикла и поэтому организация работ по монтажу фундаментов увязывается с работой по выемке грунта. Так, например, в качестве монтажного крана и крана для разгрузки блоков фундамента можно использовать экскаватор, при помощи которого производились земляные работы, с заменой ковша стрелой и крановым оборудованием.
Можно этот же кран использовать и для монтажа конструкций на втором и третьем этапе, однако для выполнения работ на этих этапах может быть предусмотрен также кран другого типа.
- Второй и третий этапы монтажа почти совпадают по времени (второй этап несколько опережает третий) и здесь весьма важно, чтобы один и тот же кран мог обеспечить монтаж всех конструкций, предусмотренный на этих двух этапах.
Разработка рациональной технологии монтажа конструкций выполняется заранее с учетом следующих указаний:
1) подъем и установка на место конструкций должны происходить без каких-либо промежуточных операций по перекантовке, перестроповке и т. д., для чего в технологических картах следует рекомендовать такие стропы и траверсы, которые позволяют совмещать промежуточные операции при подъеме;
2) навесные стремянки и монтажные площадки (рис. XXIIL2) крепятся к уже установленным при помощи крана колоннам непосредственно перед монтажом
балок покрытия, подкрановых балок и т. д.; по мере выполнения работ эти приспособления переносятся с одной пары колонн на другую;
Рис. XXIII.2. Инвентарная монтажная площадка
Действительная ось ] балки
Проектная ось балки
Рис. XXIII.3
3) для заделки стыков сборных конструкций следует применять бетоны и растворы, приготовленные на быст-ротвердеющем цементе или на портланд-цементе активностью 400—500 с добавлением хлористого кальция и гипса, ускоряющих процесс твердения, причем марка бетона (при отсутствии специальных указаний) принимается такая же, как и для бетона стыкуемых элементов.
Монтаж конструкций должен вестись с последова тельной выверкой их геодезическими приборами и последующей рихтовкой конструкций, причем отклонения от проектных размеров конструкций при монтаже не должны превышать величин, приведенных в табл. XXIII.il.
§ 3. ПРОИЗВОДСТВО МОНТАЖНЫХ РАБОТ ПРИ СБОРКЕ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИИ
563
Таблица XXIII.11
Отклонения в размерах, допускаемые при монтаже сборных железобетонных конструкций
Наименование отклонений Допускаемое отклонение в мм
Смещение осей фундаментов под колонны .... Отклонение отметок опорных поверхностей фун- даментов от проектных к (рис. XXIII. 3) . . . . Смещение осей колонны (в нижнем сечении) относительно разбивочных осей а (рис. XXIII. 3) Отклонение осей колонн от вертикали (в верхнем сечении) с (рис. XXIII. 3): _ при высоте колонн до 10 л, , • „ „ „ более 10 м Смещение осей ригелей и балок относительно разбивочных осей Разница в отметках поверхности двух смежных панелей перекрытий (если стык приходится не под перегородкой) е (рис. XXIII. 3) Смещение осей панелей и перегородок (в нижнем сечении) относительно разбивочных осей Отклонение плоскостей панелей стен и перегородок от вертикали (в верхнем сечении): при высоте панелей до 5 м» „ „ „ более 5 м Смещение осей и отклонения в отметках подкрановых балок (рис. XXIII.3): оси б отметка"в Смещение осей балок кровли относительно разбивочных осей колонны (рис. XXIII. 4): т • п 5 -5 5 5 ( 1/1000, но не ( более 15 мм 5 6 3 3 5 5 10 20 10
Рис. XXIII.4
Разработка рациональной технологии монтажа предусматривается в типовых технологических картах. Типовая технологическая карта (ТТК) разрабатывается на каждый монтажный процесс с расчленением его по опе-36*
рациям и предназначается для непосредственного ее ис-пользования на производстве мастерами и бригадирами комплексных или специализированных бригад при выполнении данного процесса, а также для использования в качестве пособия проектными организациями при разработке проектов производства работ.
ТТК составляется на условно принятый за единицу измерения объем работ, соответствующий объему работ, принятому за единицу измерения в ЕНиРах или местных нормах. Так, например, на монтаж 1 или 10 фундаментов, колонн, балок и т. д.
ТТК состоит из: заглавного листа; технологической схемы процесса; основных указаний по выполнению процесса; графика выполнения процесса; потребности в материально-технических ресурсах; производственной калькуляции.
2. Монтаж многоэтажных производственных зданий
Основными монтажными элементами многоэтажных зданий, решенных в сборном железобетоне, являются: фундаментные балки, колонны, ригели, прогоны, панели перекрытий, а для отдельных зданий — стеновые панели.
Монтаж указанных конструкций делится в основном на три этапа.
Первый этап включает работы по устройству фундаментов и опорных конструкций подземной части здания.
Второй этап включает работы по устройству каркаса здания и укладке панелей перекрытий с выверкой установленных элементов, рихтовкой их в проектное положение, закреплению и последующему замоноличиванию стыков.
Третий этап по времени может быть совмещен со вторым и бывает лишь в тех зданиях, где предусмотрены стены из крупных железобетонных панелей.
Первый этап монтажа здесь, так же как и в одноэтажных промышленных зданиях, по времени совпадает с работами нулевого цикла. Организация работ по монтажу фундаментов увязывается с работами по возведению стен подвала, в связи с чем возникает необходимость одновременно с производством земляных работ выполнять укладку подкрановых путей и монтаж башенного крана. Этот кран монтирует сборные элементы на первом, втором и третьем этапах. В помощь этому крану предусматривается специальный разгрузочный кран для выполнения операций по разгрузке и складированию сборных элементов.
Работы второго этапа опережают по времени возведение стен; этот процесс выделяется в самостоятельный этап и выполняется другой бригадой.
Монтаж каркаса здания лучше всего производить с использованием групповых кондукторов (на четыре колонны). Число групповых кондукторов назначается проектом производства работ в зависимости от размеров здания и сроков его возведения; целесообразно иметь не менее пяти-шести комплектов кондукторов, очередность установки которых принимается с таким расчетом, чтобы не задерживать темпов монтажа. В отличие от одноэтажных зданий здесь кондуктор может быть освобожден лишь после окончательного скрепления колонн с фундаментами, с ригелями и прогонами, т. е. после выполнения всех сварочных работ в узловых сопряжениях.
Каркас здания монтируется при помощи групповых кондукторов в следующем порядке.
В одном из торцов здания на бетонную подготовку под полы подвального этажа, а при отсутствии подвала на подготовку пола первого этажа, при помощи крана устанавливают групповой кондуктор с таким расчетом,
ГЛАВАXXIII. МОНТАЖ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
564
-чтобы-его захваты находились над опорной закладной деталью фундаментов; затем начинается установка колонн, положение которых фиксируется выпусками арматуры, служащими одновременно и анкерными болтами (входящими в соответствующие отверстия закладных деталей нижнего конца колонны). Установленную на место колонну закрепляют захватами кондуктора и освобождают кран для монтажа следующей колонны. После установки четырех первых колонн производят инструментальную выверку их положения и рихтовку в проектное положение. Затем укладывают прогоны и ригели, которые создают пространственную жесткость для установленных колонн. Вслед за этим укладывают панели перекрытия и сваривают закладные части колонн с закладными деталями прогонов и ригелей и приваривают панели перекрытия к ригелям. После окончательного закрепления конструкций данной ячейки здания кондуктор освобождают и перемещают к месту установки следующих четырех колонн. Таким образом производится монтаж конструкции всего первого яруса, а затем кондуктор краном переносят на второй ярус, где работа повторяется в такой же последовательности, как и на первом ярусе. В случаях, когда на монтаже использу
ются не групповые, а одиночные кондукторы, порядок монтажа несколько меняется, так как в данном случае при наличии достаточного числа кондукторов можно сначала установить все колонны монтируемого яруса в пределах секции или этажа здания, затем укладывать ригели и прогоны и по ним панели перекрытия. Как в первом, так и во втором случаях монтаж верхнего яруса нельзя начинать, пока не будут выполнены все работы по закреплению конструкций нижнего яруса. Выверку установленных конструкций производят геодезическими инструментами с последующей рихтовкой с таким расчетом, чтобы отклонения не превышали величин, указанных в табл. XXI 11.11.
К третьему этапу монтажа (в случае, если стены возводятся из крупных железобетонных панелей) рекомендуется приступать после закрепления конструкций соответствующего яруса и замоноличивания всех стыков.
Монтаж многоэтажных производственных зданий следует так же, как и монтаж одноэтажных промышленных зданий, вести по заранее разработанным типовым технологическим картам (ТТК); состав и содержание этих карт принимаются в соответствии с данными, перечисленными на стр. 563.
ЛИТЕРАТУРА
1. Глуховицкий А. Д., Липецкий Я. И., Монтаж строительных конструкций из готовых железобетонных элементов, Государственное издательство литературы по строительству Н архитектуре, 1954.
2. Единые нормы и расценки на строительные и монтажные работы, отдел 10. Монтаж конструкций зданий и промышленных сооружений из сборных бетонных и железобетонных элементов и крупных блоков, Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1955.
3. И в я н с к и й Г. Б., С а ц М. Н., Новое оборудование для монтажа сборных железобетонных конструкций, Углетехиздат, 1956.
4. Монтажные приспособления, Главстальконструкция Минстроя СССР, Альбом (приспособления для погрузочно-разгрузочных работ и монтажа сборных железобетонных конструкций), светопись, 1956.
5. Рыжик С. Д., Сборный железобетон. Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
6. Сборный железобетон (справочное пособие для строителя), Госстройиздат, 1956.
7. Такелажные приспособления Проектстроймеханизации Главмосстроя, Альбом, светопись, 1955.
8. Указания по применению сборных железобетонных конструкций и деталей в строительстве (У 107-56), Госстройиздат, 1956.
ГЛАВА XXIV
ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ ДАННЫЕ
Производство сборных железобетонных конструкций и изделий в СССР получило особо широкое развитие в период после 1954 г.
В 1939—1940 гг. общее производство сборного железобетона по Советскому Союзу составляло около 0,5 млн. м3 в год, в 1954 г. оно составило уже около 3 млн. л3, в 1955 г. — 5 млн. л3. в 1956 г. — 9 млн. л£3, в 1957 г.— 13 млн. м3; в 1958 г.— 19 млн. >и3; к 1965 г. производство сборного железобетона достигнет 42— 45 млн. м3, в том числе предварительно напряженного— около 11 млн. м3.
В довоенные годы удельный вес сборного железобетона составлял около 10% общего объема применяемого железобетона, а в 1958 г. — 40%.
Таблица XXIV.1
Примерная структура производства сборных железобетонных конструкций и изделий, изготовлявшихся в 1955—1958 гг. на заводах
и полигонах
Наименование конструкций и изделий Количество в °, 0
1. Плоские изделия Всего В том числе: плиты плоские » , , ребристые . „ , пустотелые , , „ прочие II. Линейные изделия Всего В том числе: балки, прогоны и ригели , „ перемычки . . колонны III. Кольца Кольца для коллекторов и трубы IV. Прочие изделия Блоки фундаментов и стен подвалов Лестничные марши и площадки Прочие конструкции и изделия .... 63,1 13,9 13,9 34,2 1,1 8,6 6 0,9 1,7 5,5 10,9 3,7 8,2
Всего. . . . 100
В табл. XXIV.1 приводится примерная структура объемов производства сборных железобетонных конструкций и изделий разных видов, изготовлявшихся в 1955—1958 гг. на предприятиях сборного железобетона для промышленного и гражданского строительства.
В табл. XXIV.2 приводятся марки бетона, расход стали и стоимость основных видов сборных железобетонных
конструкций и изделий, применяемых в промышленном и гражданском строительстве.
В табл. XXIV.3 приводятся средние данные по стоимости 1 м3 сборных железобетонных конструкций и изделий.
Таблица XXIV.Z
Марки бетона, расход стали и стоимость сборных железобетонных конструкций и изделий
Наименование конструкций и изделий Марка бетона Расход стали в кг лг3 Стоимость1 конструкций и изделий в плотном теле в руб м3
Плиты плоские сплошные .... 200—400 80-150 390-640
„ ребристые 200-400 7о-245 400-690
„ и настилы пустотелые . . . Балки, прогоны, ригели прямо- 200-300 60— 80 370—480
угольного сечения То же, таврового и двутаврового 200-400 70-370 330-740
сечения Фермы предварительно напряжен- 300-500 140—520 530—940
ные 300 -500 300-650 740-1 150
Перемычки 150-200 60-200 310—430
Колонны прямоугольного сечения 200-300 90-260 400-600
То же, двутаврового сечения . . . Фундаменты 300—400 160—345 630—810
100—150 20- 90 230-300
Лестничные марши 200—300 90—150 440—600
Трубы и кольца . . . .- 150-200 30—150 340—600
Шпалы струнобетонные 400-500 30- 80 740-870
I Франко предприятие-изготовитель (без стоимости погрузки в транспортные средства).
Таблица XXIV.3-
Средняя стоимость 1 м3 сборных железобетонных изделий (по наружному обмеру) за 1957 г.
Средняя стоимость Средние оптовые цены в руб'м3 Себестоимость в руб м3
СССР 417 437
На предприятиях строительных ведомств 441 469
На предприятиях Главмосстройматериалов 292 267
В табл. XXIV.4 приводятся данные о среднем уровне оптовых цен по районам СССР (применительно к действующим оптовым ценам).
Для Москвы и Ленинграда, учитывая наличие высокомеханизированных предприятий, установлены особые, пониженные против центральных районов^, цены.
ГЛАВА XXIV. ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
566
Таблица XXIV.4
Средним уровень оптовых цен
Пояс Территориальный район Средний уровень оптовых цен
I Центральные районы СССР 1
II III Украина и южные районы Европейской части СССР Урал и Сибирь 1,04 0,99
IV Северо-Запад 1,05
V Средняя Азия 1,04
VI Дальний Восток 1,34
Ожидаемая себестоимость 1 м* 3 сборных железобетонных изделий в 1965 г. предполагается в размере 300 руб!м3 против 437 руб!м3 (по фактическому уровню 1957 г).
В табл. XXIV.5 приводятся данные об относительной себестоимости 1 м3 сборных железобетонных конструкций и изделий в зависимости от годовой мощности предприятий.
Таблица XXIV.5
Относительная себестоимость сборного железобетона в зависимости от мощности предприятий
Характеристика предприятия Себестоимость к средней по СССР
Предприятия с выпуском продукции более 40 тыс. м3 в год То же, 10—40 тыс. м3 в год То же, менее 10 тыс. м3 в год 0,75 1 1,2
Стоимость сборных железобетонных конструкций в готовом здании или сооружении складывается из прямых затрат, включающих: стоимость конструкций и изделий франко склад предприятия-изготовителя (отпускная цена); стоимость транспортирования конструкций и изделий от места их изготовления к месту монтажа; стоимость укрупнительной сборки и монтажа и из косвенных затрат — накладных расходов.
Прямые затраты составляют около 85% общей стоимости конструкций в сооружении, косвенные — около 15%.
В условиях производства сборных железобетонных конструкций на заводах и полигонах, обслуживающих близлежащее строительство, при дальности перевозки конструкций автотранспортом на расстояние до 20 км, структура прямых затрат, принятая за 100%, слагается из стоимости конструкций — 75%, транспортирования— 10%, и укрупнительной сборки и монтажа—15%.
Структура трудоемкости сборных железобетонных конструкций, принятая за 100%, в указанных выше условиях слагается из трудоемкости изготовления (на заводе или полигоне) — 80%, транспортирования — 5% и укрупнительной сборки и монтажа—15%.
Заводская стоимость и трудоемкость зависят от вида конструкций и технологии их изготовления, номенклатуры и масштаба производства и др.
Стоимость и трудоемкость транспортирования зависят от дальности и способа перевозки, класса дорог, веса конструкций и др.
Стоимость и трудоемкость укрупнительной сборки и монтажа зависят от степени заводской готовности, сбор-ности, веса элементов конструкций и др.
Основной составляющей полной стоимости конструкций является заводская себестоимость, определяющая и отпускные цены1.
§ 2. СЕБЕСТОИМОСТЬ ПРОИЗВОДСТВА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ И ИЗДЕЛИЙ
Полная себестоимость производства сборного железобетона слагается из затрат на изготовление конструкций и изделий (фабрично-заводская себестоимость) и затрат, связанных с реализацией продукции (внепроизводствен-ные расходы).
Затраты, связанные с изготовлением (производственные расходы), состоят из прямых и косвенных.
К прямым затратам относятся: стоимость основных и вспомогательных материалов, стоимость топлива и пара, расходуемых на технологические нужды; заработная плата производственных рабочих; расходы по освоению новых видов изделий или новых методов производства.
К косвенным затратам относятся: цеховые расходы, общезаводские расходы.
К в непроизводственным расходам относятся: затраты по содержанию управления производственных предприятий (УПП или КПП), в состав которых входят заводы или полигоны сборного железобетона; отчисления на научно-исследовательские работы и испытания конструкций; затраты по стандартизации.
Перечисленные выше затраты образуют элементы (статьи) калькуляции заводской себестоимости сборных железобетонных конструкций и изделий.
Примерная структура затрат по изготовлению 1 м3 сборных железобетонных изделий приводится в табл. XXIV.6.
Таблица XXIV.6
Структура полной заводской себестоимости 1 м3 сборного железобетона в процентах
Статьи затрат Универсальные слабомеханизированные заводы и полигоны производительностью 10—30 тыс. м3 в год Специализированные высо-комеханизиро ванные заводы производительностью 40—100 тыс. м3 в год
Основные и вспомогательные материалы 49 55
Топливо, пар, электроэнергия . . 7 5
Основная заработная плата производственных рабочих 15 10
Накладные расходы (цеховые и общезаводские) 27 27
Прочие производственные расходы 2 3
Всего. . . . 100 100
На мощных высокомеханизированных заводах удельный вес заработной платы снижается.
Затраты по изготовлению сборного железобетона охватывают следующие «стадии передела»:
1 Отпускная цена устанавливается обычно на уровне средней плановой себестоимости (т. е. отчетной — минус задание по сни-жению себестоимости, установленное планом) с добавлением плановых накоплений, принимаемых в среднем в размере
3— 4% от себестоимости.
§ 2. СЕБЕСТОИМОСТЬ ПРОИЗВОДСТВА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ И ИЗДЕЛИЙ
567
а) приготовление, бетонной смеси;
б) изготовление арматурных конструкций;
в) переработку (т. е. затраты на подготовку опалубочных форм» укладку арматуры и бетонной смеси в формы, тепловлажностную обработку, распалубливание, транспортирование на склад, маркировку и т. п.).
Примерное распределение затрат по указанным выше стадиям передела может быть принято по табл. XXIV.7.
Таблица XXIV.7
Распределение затрат на изготовление сборных железобетонных конструкций и изделий по стадиям передела
Стадии передела 1 Распределение затрат
на универсальных предприятиях на специализированных предприятиях
Приготовление бетонной смеси (включая стоимость материалов) 33 43
Изготовление арматуры (включая стоимость стали)’ 23 27
Переработка 44 30
Всего. . . . 100 100
Структура затрат по каждой стадии передела для универсальных предприятий дана в табл. XXIV.8 — XXIV.10.
Усредненная трудоемкость производства 1 м3 сборного железобетона на универсальных предприятиях (за 1957 г.)1 (в человеко-часах):
приготовление бетонной смеси ...... 1,9
изготовление арматуры...............4,6
переработка . . 13,2
Всего. . . 19,7 чел.-часа
Для 1965 г. ориентировочная трудоемкость 1 м3 сборного железобетона намечается в 10—12 чел.-час.
Таблица XXlV.8
Структура затрат на приготовление бетонной смеси для сборных железобетонных конструкций и изделий
Наименование затрат Структура в (1/ ° /о
Стоимость цемента . . я крупных заполнителей „ песка ... 32 42 7
Итого стоимость материалов Топливо, пар, электроэнергия . Заработная плата .... Цеховые и общезаводские расходы Прочие производственные расходы Внепроизводственные расходы 81 2 5,6 9,6 1,5 0,3
Итого переработка материалов 19
Всего . . 100
1 Здесь учтена трудоемкость приготовления бетонной смеси, изготовления арматуры и изготовления самих изделий. Затраты труда, оплачиваемые за счет цеховых, общезаводских и прочих производственных расходов или за счет «услуг» вспомогательных цехов, в приведенные данные не включены.
Таблица XXIV.9
Структура затрат на изготовление обычной арматуры для сборных железобетонных конструкций и изделий
Наименование затрат Структура в °/о
Стоимость стали Топливо, пар, электроэнергия Заработная плата Цеховые и общезаводские расходы Прочие производственные расходы Внепроизводственные расходы 72 0,5 13,5 13,5 0.2 о.з
Итого переработка стали . . . 28
Всего 100
Таблица XXIV.10
Структура затрат на изготовление сборных железобетонных конструкций и изделий (из готовой бетонной смеси и арматуры)
Наименование затрат Структура В°'о
Стоимость вспомогательных материалов 7
Топливо, пар, электроэнергия 12
Заработная плата 24
Цеховые и общезаводские расходы 49
Прочие производственные расходы 5
Внепроизводственные расходы 3
Всего ... 100
Стоимость цемента франко склад предприятия сборного железобетона составляет в зависимости от условий доставки и марки цемента от 160—180 руб/т для марки 300 до 210—230 руб/т для марки 600.
Стоимость крупных заполнителей (щебня) в зависимости от крупности и назначения составляет: при крупности 80—10 мм от 60 до 90 руб/м3 для бетонов марок 200—300, 90—110 руб/м3 для бетона марки 350 и выше. Гравий стоит на 8—12% дешевле. Стоимость песка 35 руб/м3. Затраты на приготовление бетонных смесей составляют от 18 до 26 руб/м3.
Стоимость 1 м3 бетонной смеси для сборного железобетона составляет (для центральных районов СССР) в зависимости от марки бетона и требований к качеству заполнителей и удобоукладываемости от 130—170 руб. для марки 200, до 200—250 руб. для марки 500.
Эта стоимость выше оптовых цен товарного бетона в связи с повышенными требованиями к качеству заполнителей и увеличением расхода цемента, обусловленным выпуском изделий в раннем возрасте с проектной (70—100%) прочностью.
Затраты на изготовление обычной ненапрягаемой арматуры в зависимости от сложности конструкции армо-каркасов и сеток составляют 200—300 руб/т для каркасов из стержней крупных диаметров и 350—470 руб/т для сеток из тонкой проволоки. Полная стоимость армо-конструкций, включая стоимость стали, в зависимости от марок сталей колеблется соответственно от 850— 1 150 руб/т до 1 000—1 350 руб/т.
ГЛАВА XXIV. ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
568
Стоимость изготовления сборных железобетонных конструкций зависит от ряда факторов (вида конструкций, их объема, технологии изготовления, размера партии заказа, типа и мощности предприятия-изготовителя и др.) и колеблется в весьма широких пределах: от 70 до 170 руб)м3 для простых массивных изделии, от 250 до 400 py6lMz для сложных тонкостенных предварительно напряженных конструкций.
§ 3 ОПРЕДЕЛЕНИЕ СТОИМОСТИ И МЕТОДИКА ОЦЕНКИ ЭКОНОМИЧЕСКОЙ ЭФФЕКТИВНОСТИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Проектирование сборных железобетонных конструкций: выбор формы конструкций, назначение их геометрических размеров, назначение марки бетона и стали, системы армирования и т. д., а также выбор способа изготовления, транспортирования и монтажа — должны производиться с учетом экономических факторов.
Учет экономических факторов и выбор оптимальных решений может быть сделан непосредственно при проектировании данной конструкции с помощью аналитического метода по формулам, обеспечивающим теоретически минимальную стоимость конструкции, либо при помощи составления нескольких вариантов возможных решений с приложением расчетных калькуляций их стоимости, расчетом технико-экономических показателей для каждого варианта и с последующим сопоставлением показателей рассматриваемых вариантов.
В первом случае учет экономических факторов распространяется лишь на подбор сечений элементов конструкций.
Для этого:
1) составляют в общем виде формулу стоимости конструкции как наперед известную функцию геометрических размеров элемента, расхода стали и т. д.:
Ск = /с(6, h0,1, Rf>, ₽а>(х, Кк....); (XXIV-1)
2) записывают основную формулу для расчета сечений — по прочности или по деформативности, трещиностойкости, например:
W < fN (6. ha, I, R6, Ra, fi,...); (XXIV.2)
3) записывают в виде уравнений или формул дополнительные конструктивные условия, не включенные в основную расчетную формулу (XXIV.2) или вытекающие из требований унификации конструкций, требований технологии и т. д., например:
h0 = const или = const, или #б=-const; (XXIV.3)
Ло
4) . составляют уравнения минимума стоимости конструкции:
-^ = 0; = 0 ; = 0 и т. д„ (XXIV.4)
dhQ d[i dRb
причем число уравнений (XXIV.4) должно равняться числу учитываемых переменных факторов минус суммарное число уравнений и зависимостей, записанных в формулах (XXIV.2) и (XXIV.3);
5) уравнения (XXIV.2), (XXIV.3) и (XXIV.4) решаются совместно; в результате определяются оптимальные значения варьируемых факторов — коэффициента армирования, высоты конструкции, марки бетона и т. д., обеспечивающих теоретический минимум стоимости конструкции. В формулах (XXIV. 1) — (XXIV.4) приняты следующие обозначения:
С к —стоимость конструкции;
6, Ао, I — ее ширина, высота, пролет;
/?б— расчетное сопротивление бетона при сжатии;
R&— расчетное сопротивление арматуры;
р- — коэффициент армирования;
К к—конструктивный коэффициент;
V — расчетная величина внешней нагрузки (сила или момент).
Описанный выше метод учета экономических факторов непосредственно при подборе сечений обладает существенными недостатками. В применяемых формулах стоимости, как правило, не учитывается ряд факторов, влияющих на стоимость конструкции, а именно, зависимость стоимости бетона и арматуры в деле от способа изготовления, масштаба производства, марки бетона, марки стали; непостоянство конструктивных коэффициентов, зависящих в свою очередь от размеров и формы сечения, от величины расчетных нагрузок и т. д. Введение же указанных факторов в формулу стоимости настолько усложняет решение, что окончательные результаты становятся чрезвычайно громоздкими, необозримыми и потому не могут быть использованы в практике подбора сечений. Кроме того, описанный метод не позволяет производить сравнение вариантов конструкций, отличающихся формой сечения и видом армирования (различные виды напряженной арматуры).
Расчетные формулы, полученные указанным методом (В. А. Бушковым, С. И. Фрайфельдом, Е. И. Вареником, К. Э. Талем, Я. А. Новиковым, Б. И. Беляевым, К. К. Антоновым и др.) сложны. При этом они,имеют ту особенность, что с увеличением числа факторов, учитываемых в формуле стоимости, особенно факторов, зависящих от объема бетона изделия, резко растет «экономичный» процент армирования — растет расход стали при малом (2—5%) снижении стоимости.
Аналитический метод позволяет лишь установить общие тенденции изменения стоимости с изменением конструктивных характеристик изделия, как-то: при применении стали высоких марок выгодно применять и бетон повышенных марок; узкие, высокие сечения более экономичны в известных пределах, чем массивные, и т. п.; это и определяет границы применения этого метода.
Второй метод основан на сравнении расчетных стоимостей вариантов решений1.
Для этого проектируют несколько вариантов конструкций одинакового назначения и эксплуатационных характеристик, отличающихся геометрическими размерами и формой сечения, способом армирования, расходом стали т. п. Составляют калькуляции себестоимости вариантов конструкций, рассчитывают технико-экономические показатели (расход цемента, стали, стоимость и трудоемкость монтажа и др.) и, анализируя совокупность показателей, выбирают оптимальный вариант конструктивного решения.
Стоимость конструкций рекомендуется определять по следующей формуле:
£к = Сб + Сст + Си.а + Сф + Стр + Си , где Ск — стоимость одного изделия или конструктивного элемента;
Св—стоимость бетонной смеси на одну конструкцию франко раздаточный бункер бетоносмесительной установки; эта стоимость дифференцируется в соответствии с марками бетонов и крупностью заполнителей;
1 Излагаемый ниже метод расчетных параметров разработан авторами в Институте экономики строительства и Институте бетона и железобетона АСиА СССР совместно с Гипротисом.
§ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СТОИМОСТИ И МЕТОДИКА ОЦЕНКИ ЭКОНОМИЧЕСКОЙ ЭФФЕКТИВНОСТИ
569
Сет — стоимость стали, расходуемой на армирование и на закладные детали, по ценам фран-ко склад предприятия сборного железобетона;
Си.а—стоимость изготовления арматуры и закладных деталей на одно изделие, дифференцированная по сортаменту стали и методам ее применения (ненапрягаемая, струнная, пучковая и т. д.);
Сф — стоимость формовки и тепловлажностной обработки, дифференцированная по группам изделий и объему одного изделия (штуки);
СТр —стоимость доставки изделия со склада предприятия сборного железобетона к месту укрупнительной сборки и монтажа;
См — стоимость монтажа, включая, в необходимых случаях, затраты на укрупнительную сборку.
а) Стоимость бетонной смеси С 6
Стоимость бетонной смеси С 6 исчисляется по формуле
С6 = УкКьЩ . (XXIV.5)
Расход цемента определяется по формуле
Рц = УкКбЕ>ц, (XX1V.6)
где VK — геометрический объем изделия по наружному обмеру;
Кб—расход бетонной смеси в м3 на 1 м3 геометрического объема изделия, учитывающий пустотность изделий, а также потери бетонной смеси при формовке;
Цб — стоимость 1 м3 бетонной смеси;
Рц—расход цемента в кг на 1 м3 бетонной смеси.
Для дифференцированного определения технико-экономических нормативов сборные изделия подразделяются на следующие четыре категории:
I категория — тонкостенные ребристые и многопустотные плиты, панели и настилы покрытий и перекрытий, конструкции двутаврового сечения и решетчатые при толщине какой-либо части сечения до 30 мм включительно или с расстоянием между арматурными стержнями в густоармированных участках конструкции до 15 мм, требующие применения бетонной смеси с гравием или щебнем крупностью 5—15 мм;
II категория — плоские и ребристые плиты, тавровые и двутавровые балки и колонны, решетчатые и пустотелые конструкции при толщине какой-либо части сечения до 70 мм включительно или с расстоянием между арматурными стержнями в густоармированных участках конструкции до 40 мм, требующие применения бетонной смеси с гравием или щебнем крупностью 20—40 мм;
III категория — балки, перемычки, колонны, сваи, фермы, ребристые фундаменты и т. п. при размерах сечений более 70 мм или с расстоянием между стержнями арматуры более 40 мм, требующие применения бетонной смеси с гравием или щебнем крупностью не более 60 мм;
IV'категория — массивные слабоармированные конструкции — блоки стен и фундаментов, балки и колонны, допускающие укладку бетонной смеси с гравием или щебнем крупностью до 80 мм.
б) Стоимость стали ССт
Стоимость стали Сст исчисляется по формуле
CCT = SGaKaZZCT, (XXIV.7)
где (?а — вес стали на 1 изделие по спецификации к
рабочему чертежу с указанием вида стали, диаметров прутков арматуры и групп сложности закладных деталей;
Ка— коэффициент расхода стали в кг на 1 кг веса стали по спецификациям к рабочим чертежам с учетом отходов /стали в /процессе ее переработки;
ZZct — стоимость 1 кг стали франко склад предприятия сборного железобетона.
в) Стоимость изготовления арматуры и закладных деталей Си.а
Стоимость изготовления ненапрягаемой арматуры ис числяется по формуле
Си.а=МаЦи.а + 2пЦсв.а , (XXIV.8)
где ба — вес арматуры на 1 изделие в кг по спецификации к рабочему чертежу;
7/и.а — стоимость заготовки стержней и укладки готовых армокаркасов в формы в руб/кг, дифференцированная по диаметрам стержней;
п — число сварных точек в тысячах штук;
Цсва — стоимость сварочных работ на 1 000 точек сварки, дифференцированная по диаметрам свариваемых стержней.
Стоимость изготовления напрягаемой арматуры определяется по формуле
Си.а = S ба 7/и.а , (XX1V.9)
где Ga—вес одновременно натягиваемых струн, стержней, пучков в кг;
#и.а — стоимость цикла работ по изготовлению и натяжению арматуры в руб [кг.
Стоимость закладных деталей исчисляется по формуле
£и-а = ^з-д Цнз.д»
где С3.д — вес 1 закладной детали в кг;
Цнз.д. — стоимость изготовления закладных деталей в руб. за 1 кг веса детали по спецификации, дифференцированная по группам сложности и весу одной детали.
К закладным деталям в соответствии со структурой образования их стоимости отнесены условно все металлические детали и части, выполняемые из н е к р у г-лой стали (из листов, полос, уголков и т. п.), <и металлические полуфабрикаты (болты, гайки, пробки, трубки и т. п.). Закладные детали из круглой стали — в виде отдельных стержней, сеток, петель и т. п. — условно отнесены к обычной арматуре; вес таких деталей включается в общий вес ненапрягаемой арматуры. Закладные детали подразделяются для определения их стоимости на четыре группы.
Группа А. Монтажные детали: петли, трубки, шайбы и т. п., за которые изделие при монтаже или транспортировке прикрепляется к крюкам, траверсам, клещам и другим приспособлениям.
Группа Б. Крепежные детали (кроме болтов), предназначаемые для соединения и сплачивания конструкций между собой при укрупнительной сборке и монтаже (закладные пластины, уголки, шайбы, стержни), не связанные сваркой с арматурными каркасами.
Группа В. Концевые обрамляющие и анкерные детали, а также соединительные планки и плиты арматурных каркасов и сеток (пластины, плиты, уголки, сварные коробки и т. п.}, соединенные
ГЛАВА XXIV. ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
570
сваркой с основными арматурными каркасами и сетками.
Группа Г. Концевые крепления и анкерные устройства напрягаемой стержневой, струнной и пучковой арматуры, а также крепежные болты с подразделением на «необработанные» и «обработанные»— требующие механической обработку на станках.
г) Стоимость формовки и тепловлажностной обработки изделий Сф
Стоимость формовки с тепловлажностной обработкой определяется по формуле
Сф = УкЦф, (XXJV.10)
где — геометрический объем 1 изделия в мэ;
Цф — стоимость формовки в руб!м\ дифференцированная по видам изделий и их объемам.
Для определения численных значений Се» Сет, Си.а и Сф рекомендуется применять нормативы, приведенные в § 4 настоящей главы.
д) Стоимость доставки и заготовительные складские расходы СТр
Затраты по доставке изделий со склада завода-изготовителя до места монтажа и укрупнительной сборки (погрузочно-разгрузочные работы, затраты на реквизит, транспортировка) исчисляют, исходя из веса одной штуки и габаритов изделий, по справочникам сметных цен (ценник № 3 Госстроя СССР). Заготовительноскладские расходы начисляются в размере 2,1°/о от стоимости деталей, включая расходы по доставке.
е) Стоимость монтажа См
Стоимость монтажа определяется по сметным нормам. В случае необходимости укрупнительной сборки стоимость последней калькулируют по фактическому составу работ, пользуясь Едиными нормами и расценками.
Расчетные калькуляции стоимости конструкций франко предприятие-изготовитель рекомендуется составлять по форме табл. XXIV.22 и XXIV.23.
riocjfe определения себестоимости различных вариантов сравниваемых решений составляют сопоставительную таблицу технико-экономических показателей по форме табл. XXIV.24.
При анализе показателей сопоставительной таблицы основным критерием экономической эффективности принимают полную стоимость конструкции в деле (включая стоимость монтажа).
Если полная стоимость попарно сравниваемых вариантов близка (или расходится в пределах 5%), то варианты по этому показателю признаются равноценными и при анализе учитывается второй показатель — трудоемкость монтажа.
Если и этот показатель не дает возможности выявить преимущества сравниваемых вариантов, учитывается следующий показатель — стоимость материалов и, наконец, рассматривается общий расход стали.
В случае, когда применение анализируемых вариантов приводит к необходимости внесения изменений в смежные конструкции, анализ эффективности должен производиться по общей совокупности всех взаимосвязанных конструкций.
§ 4. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ НОРМАТИВЫ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ
ЗАВОДСКОЙ СЕБЕСТОИМОСТИ
СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Приводимые ниже технико-экономические нормативы являются осредненными и предназначаются для условной сравнительной оценки заводской себестоимости элементов сборных железобетонных конструкций и изделий, изготовляемых по поточно-агрегатной и стендовой технологии на неспециализированных заводах и полигонах.
В нормативах по каждой стадии передела учтены косвенные затраты (цеховые и общезаводские расходы) в размерах, сложившихся на указанных предприятиях.
Нормативы даны применительно к методу расчета себестоимости и формулам стоимости, приведенным выше в § 3.
а) Бетонная смесь
Стоимость приготовления бетонной смеси (франко раздаточный бункер бетоно-приготовительного цеха, завода или установки), а также расход цемента в зависимости от марки бетона и категории конструкций и изделий приведены в табл. XXIV. 11 и XXIV. 12.
Таблица XXIV.11
Расчетная стоимость бетонной смеси Ць в руб/м3
Марка бетона Расчетная стоимость бетонной смеси для изделий категории
I Ч 1 HI IV
150 160 155 150 140
200 170 165 160 150
300 195 190 180 170
400 235 225 215 205
500 250 240 225 215
Таблица XXIV.12
Расчетный расход цемента £>ц в кг/м3
Марка бетона Расчетный расход цемента для изготовления изделий категории
1 1 1 11 1 1,1 1 IV
150 325 290 270 240
200 340 320 285 260
300 380 355 315 290
400 505 455 400 370
500 590 530 470 430
Примечания. I. Стоимость и расход цемента для промежуточных марок бетонов определяются по интерполяции.
2. Для изделий, технология изготовления которых обеспечивает удобоукладываемость жестких смесей, к стоимости бетона и расходу цемента следует вводить поправочные коэффициенты, приведенные в табл. XXIV. 13.
Расчетные коэффициенты расхода бетона в плотном теле на 1 л3 геометрического объема конструкции, измеренного по опалубочным размерам, принимается согласно табл. XXIV.14.
§ 4. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ НОРМАТИВЫ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ЗАВОДСКОЙ СЕБЕСТОИМОСТИ
571
Таблица XXIV.13 Поправочные коэффициенты к стоимости бетона и расходу цемента при применении жестких бетонных смесей нимаются согласно табл. XXIV.15 и XXIV.16, а закладных деталей — согласно табл. XXIV.19. Таблица XXIV.14 Расчетный коэффициент расхода бетона в плотном теле на 1 м3 геометрического объема конструкции Кб
Наименование поправок (независимо от марки бетона) Поправочные коэффициенты для изделий категории Пустот -ность конструкции В % Расчетные коэффициенты расхода бетона при содержании арматуры в кг]м3
I II ш IV
0 50 100 | 150 200 250 | 300 350
К стоимости бетона К расходу цемента 0,9 0,8 0,92 0,85 0,95 0,9 0,98 0,95 0 10 20 30 40 50 60 70 1,02 0,915 0,815 0,715 0,615 0,51 0,41 0,31 1,015 0 91 0,81 0,71 0,61 0,505 0,405 1,01 0,905 0,805 0,705 0,605 0,5 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,995 0,895 0,795 0,695 0,99 0,89 0,79 0,985 0,885 0,98 0,88
б) Сталь Расчетная стоимость стали, а также коэффициенты расхода стали (с учетом отходов при переработке) при-
Таблица XXIV.15 Расчетная стоимость Цст арматурной стали в руб/кг
Вид и марка стали Диаметры в мм
2,5- -2,6 3 4 5 | 6 | 7—9 1 10 | 12—14 16—18 | 20—28 | 32—50
Проволока высокопрочная углеродистая гладкая (ГОСТ 7348-55) Проволока высокопрочная углеродистая периодического профиля (ГОСТ 8480-57) . . Проволока холоднотянутая низкоуглеродистая гладкая (ГОСТ 6727-53) Сталь горячекатаная низколегированная периодического профиля марки 30ХГ2С (ГОСТ 5058-57) Сталь горячекатаная низколегированная периодического профиля марки 25Г2С (ГОСТ 7314-55) 2,182 1,722 1,773 1,671 0,815 1,620 1,518 0,804 1,569 1,498 0,794 0,691 1,569 1,467 0,784 0,818 0,794 0,647 1,569 1,467 0,804 0,781 0,750 0,647 0,804 0,804 0,772 0,725 0.Q60 0,792 0,761 0,714 0,642 0,775 0,744 0,691 0,634 0,763 0,735 0,639 0,630 0,760 0,728 0,861 0,630
Сталь горячекатаная периодического профиля марки Ст. 5 (ГОСТ 5781-53) Сталь горячекатаная гладкая марки Ст. 3 (ГОСТ 2590-51 и ГОСТ 380-50)
Таблица XXIV.16 Расчетные коэффициенты расхода стали Ка на 1 т арматуры и закладных деталей по спецификации к рабочим чертежам конструкций
Характеристика арматуры Расчетные коэффициенты расхода стали при длине элементов или заготовки арматуры в м до
6 1 | 12 1 1 15 | 18 1 1 24 30 [ более30
Стержневая предварительно напряженная в плетях с натяжением на упоры стенда Стержневая предварительно напряженная (отдельные стержни) с натяжением на формы Струнная предварительно напряженная с натяжением на упоры стенда . Пучковая типа Фрейссине Пучковая типа НИИ-200 с гильзовыми анкерами 1,14 1,06 1,10 1,17 1,06 1,11 1,05 1,08 1,09 1,04 1,09 1,05 1,06 1,07 1,035 1,07 1,05 1,05 1,05 1,03 1,06 1,04 1,05 1,03 1,05 1,04 1,045 1,03 1,04 1,04 1,04 1,03
Примечание. Независимо от размеров изделий коэффициент расхода стали имеет следующие величины:
а) струнная арматура при непрерывном армировании — все конструкции, кроме шпал, — 1,17, шпалы — 1,18;
б) сталь для закладных деталей — прокат, поковки без станочной обработки — 1,05, со станочной обработкой — 1,2;
в) ненапряженная из круглой (гладкой) стали в виде отдельных стержней, сварных каркасов и сеток — 1,02;
г) то же, из стержней периодического профиля — 1,03.
Таблица XXIV. 17
_______________________Расчетная стоимость изготовления ненапрягаемой арматуры________________________________
Наименование затрат Диаметры стержней в мм*
3 4 1 6 8 10 1 1 12 14 1 18 1 1 26
Стоимость заготовки стержней и укладки каркасов ^и,а в руб]кг 0,295 0,27 0,22 0,19 0,17 0,16 0,145 0,135 0,125
Стоимость сварочных работ Цсв.а в руб. за 1 000 свариваемых точек ** 12,5 13 14,5 16,5 19 22 35 1 68,5
* Из двух свариваемых стержней в расчет вводится стержень с меньшим диаметром.
** При дуговой сварке стоимость сварочных работ принимается в 3 раза больше указанной.
ГЛАВА XXIV. ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
572
в) Изготовление арматурных конструкций и закладных деталей
Нормативы по изготовлению арматурных конструкций учитывают затраты на доставку стали от общезаводского склада металла в арматурный цех, на заготовку стержней, пучков, струн (выпрямление, резка, правка, сборка пучков, сварка плетей и т. п.), сборку каркасов, сварку (выделена в отдельный норматив), доставку готовых арматурных изделий к месту укладки и укладке арматурных конструкций в формы. Для напрягаемой арматуры учтены также затраты по всему комплексу операций, связанных с натяжением арматуры, включая инъецирование цементного раствора в каналы и стоимость раствора.
Расчетная стоимость изготовления ненапрягаемой п
напрягаемой арматуры, а также закладных деталей приводится в табл. XXIV.17—XXIV.19.
г) Формовка и тепловлажностная обработка конструкций
В стоимости формовки учтены затраты на доставку бетонной смеси от бетоносмесительной установки к месту укладки, на подготовку форм, матриц, штампов, вибраторов, на укладку бетонной смеси в формы (без укладки арматуры), на тепловлажностную обработку, распалубливание и доставку готовых изделий на склад, а также стоимость пара, электроэнергии и эксплуатации форм.
Расчетная стоимость формовочных работ приводится в табл. XXIV.20.
Таблица XXIV. 18
Таблица XXIV.20
Расчетная стоимость изготовления напрягаемой арматуры Ди.а в руб/кг
Характеристика арматуры Вес в кг одновременно натягиваемых струн (при проволочном армировании) или одного стержня либо пучка (при стержневом и пучковом армировании)
5 10 20 30 50 100 более 100
Струнная с упором на анкеры стенда 2,05 1,8 1,65 1,35 1,2 1,1 0,9
Стержневая в плетях с упором на анкеры стенда или траверсы .... — 1,05 0,85 0,7 0,6 0,55 0,45
То же, с упором на формы 1,15 0,95 0,8 — — — —
Стержневая с упором на отвердевший бетон . . . 1,35 1,1 0,9 0,75 0,65 0,6 0,5
Пучковая (по Фрейссине) с упором на отвердевший бетон - 2,6 2,45 2,2 1,9 1,45 1,2
Примечание. Стоимость изготовления стержневой арматуры, подвергаемой предварительной вытяжке (силовой калибровке), повышается на 15°/0.
Таблица XXIV.19
Расчетная стоимость закладных деталей в руб/кг
Группа деталей Стоимость стали (ZZCT> Стоимость изготовления ZZUQri, ИЗД 9 включая и установку при формовании изделий, при весе деталей в кг
до 10 до 50 до 100 более 100
А 0,95 0,40 — — —
Б 0,60 1,50 1,30 1,25 —
В 0,65 2,50 2,15 1,75 1,55
Г необработанные 0,88 1,70 1,40 1,10 —
Г обработанные 0,88 2,80 2,70 2,40 —
Расчетная стоимость формовочных работ Цф в руб/м*
Наименование и характе-ристика изделия Объем 1 изделия в ж3*
0,2 | 0,5 1 1 1 2 1 4 1 8
А. Плоскостные изделия Плиты плоские, сплошные толщиной до 60 мм . . . 334 212 193 178
То же, толщиной более 60 мм 318 200 182 168 —
Плиты ребристые с ребром высотой до 160 мм . 370 232 201 187 179 —
То же, высотой более 160 мм Многопустотные настилы и панели (по геометрическому объему без вычета пустот) ...... 350 220 190 177 170 —
208 141 130 121 — —
Б. Линейные изделия Балки, ригели, прогоны, перемычки, колонны (сплошные)* ** Прямоугольного сечения . 292 238 223 200 205 210
Таврового сечения и колонны с консолями . . . 329 270 249 227 230 237
Двутаврового сечения . . 396 325 291 266 270 280
Блоки составных балок и колонн таврового и двутаврового сечения*** . . 369 300 266 232 246 255
В. Решетчатые конструкции*** Фермы покрытий подстропильные, цельные и составные из 2—3 элементов 460 365 341 341 350
Колонны двухветвевые . . — 415 340 320 330 —
Блоки составных ферм . . — 428 347 325 320 —
Блоки составных колонн . — 394 323 305 295 —
Г. Массивные изделия Блоки фундаментов .... 140 106 98 92 88 85
Лестничные марши .... 260 231 221
Примечание. Стоимость формовки изделий массового выпуска для жилищно-гражданского строительства: многопустотных панелей, прогонов, колонн, перемычек и фундаментных блоков принимается на 15% меньше стоимости, указанной в таблице.
♦ Стоимость для промежуточных значений объемов определяется по интерполяции.
** Для конструкций с отверстиями применяется К=1,08.
*** Укрупнительная сборка составных конструкций калькулируется отдельно.
§ 5. рРИМЕР РАСЧЕТА СТОИМОСТИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК
573
§ 5. ПРИМЕР РАСЧЕТА СТОИМОСТИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК
1. Сборная железобетонная подкрановая балка пролетом 6 м, под кран грузоподъемностью 10 т, типа БК-2с (Гипротис, серия КЭ-01-13).
2. Сборная железобетонная предварительно напряженная балка типа БКН6-2с, пролет и нагрузка те же (Ленинградский Промстройпроект, серия КЭ-01-04).
Расчетные характеристики балок даны в табл. XXV.21.
Балка БКН6-2с армируется предварительно напряженной стержневой арматурой в виде плетей из стали марки 25Г2С, диаметром 32 мм, подвергнутой силовой калибровке.
Одновременно изготовляются три балки. Вес одновременно напрягаемой арматуры (в плетях) составляет 3 -6- 6,31 = 114 кг (где 3 — число балок, 6 — длина балки в м, 6,3'1 — вес 1 пог. м стержня).
Норматив стоимости изготовления напрягаемой арматуры 0,56- 1 -1,5 = 0,63 руб/т (где 1,15 — коэффициент, учитывающий затраты по силовой калибровке, см. примечание к табл. XXIVJ8).
Нормативы стоимости формовки получают по интерполяции из табл. XXIV.20:
для балки БК-2с
249—227
Z/ф = 249 — —-—j— 0,42 = 240 руб]м*;
Таблица XXIV.21
Расчетные характеристики балок
Наименование показателей Единица измерения Расчетные характеристики балок
БК-2с | БКН6-2с
Длина балки м 5,95 5,95
Объем балки м3 1,42 1,32
Марка бетона Категория изделия (по густо- кг/см2 200 300
те армирования опорных участков) — . 11 II
Расход стали по специфи- ( кг 296,5 179,3
кации I кгм3 209 136
Коэффициент Кв — 0,995 1
Число сварных точек шт. 322 298
для балки БКН6-2с
249 - 227
Z/ф = 249 - 2 ~~ °*32 = 242 РУб/м*.
Расчет себестоимости балок дан в табл. XXIV.22 и XXIV.23.
Для определения расхода цемента пользуемся табл. XXIV.12.
Таблица XXIV.22
Калькуляция себестоимости железобетонной подкрановой балки типа БК-2с
Наименование статей затрат Единица измерения Количество на 1 изделие Стоимость единицы измерения в руб. Стоимость изделия в руб.
по спецификации коэффициент на отходы итого с учетом отходов
1 2 3 4 5 6 7
Бетон марки 200, 11 категории м3 1,42 0,995 1,41 165 233
Сталь для арматуры: а) Ст. 5 периодического профиля d = 28 мм кг 86 1,03 88,6 0,689 61
б) то же, d = 25 мм л 75 1,03 77,3 0,689 53
в ) . d=12 мм 45,8 1,03 47,2 0,714 34
г) Ст. 3 гладкая d=8 мм 44,8 1,02 45,7 0,647 30
Итого кг 251,6 1,03 258,8 0,676 178
Сталь (прокат) для закладных деталей: а) группы А 4,8 1,05 5 0,95 5
б) . В - 40,1 1,05 42,1 0,65 28
Итого проката кг 44,9 1,05 47,1 0,7 33
Всего стали кг 296,5 1,03 305,9 0,68 211
Изготовление арматуры: а) из Ст. 5 J = 28 мм кг 86 0,125 11
б) то же, d = 25 - 75 — — 0,125 9
в) . d = 12 45,8 — — 0,16 7
г) из Ст. 3 d = 8 „ 44,8 — — 0,19 9
Сварка стержней d = 8 п ................. . тыс. точек 0,322 — — 14,5 5
Итого кг 251,6 — - 0,163 41
ГЛАВА XXIV. ЭКОНОМИКА СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ'
574 — - - -г- ... — - -
Продолжение табл. XX1V.22
Наименование статей затрат Единица измерения Количество на 1 изделие Стоимость единицы измерения в руб. Стоимость изделия в руб.
по спецификации коэффициент на отходы итого с учетом отходов
1 2 3 4 5 6 7
Изготовление закладных деталей: а) группы А, весом до 10 кг кг 4,8 0,4 2
б) . В, я . 10 . . . - 40,1 — — 2,5 100
Итого кг 44,9 - - 2,27 102
Всего затрат на изготовление арматуры и закладных деталей кг 296,5 - — 0,482 143
Формовка м3 1,42 240 341
Себестоимость балки 1,42 — — 655 929
В том числе: бетон и формовка 1,42 — 405 574
арматура кг 251,6 — — 0,87 220
закладные детали 44,9 — — 3,01 135
Плановые накопления % 3 - — - 28
Расчетная отпускная цена м3 1,42 - - 674 957
Примечание. Стоимость единицы измерения в итоговых строках получается делением суммы.затрат по графе 7 на соответствующие физические объемы.
Таблица XXIV.23
Калькуляция себестоимости железобетонной предварительно напряженной подкрановой балки типа БКНб-Яс
Наименование статей затрат Единица измерения Количество на 1 изделие Стоимость единицы измерения в руб. Стоимость 1 изделия в руб.
по спецификации коэффициент на отходы итого с учетом отходов
1 2 3 4 5 6 7
Бетон марки 300, П категории м' 1,32 1 1,32 190 251
Сталь для арматуры:
а) марки 25Г2С d=32 мм, напрягаемая кг 75,8 1,14 86,4 0,728 63
б) то же, d=14 мм, ненапрягаемая 12,3 1,03 12,7 0,761 10
в) n d=10 , . 1,9 1,03 2 0,772 1
г) . d=8 . . 18,6 1,03 19,2 0,750 14
Д) . <*=6 я » • 22,6 1,03 23,3 0,794 18
Итого кг 131,2 1,Н 143,6 0,738 106
Сталь (прокат) для закладное деталей: а) группы А 12,1 1,05 12,7 0,95 12
б) в В У) 28,8 1,05 30,2 0,65 20
в) , Г, обработанные 7,2 1.2 8,6 0,7 6
Итого’ кг 48,1 1,07 51,5 0,74 38
Всего стали кг 179,3 1,09 195,1 0,743 144
Изготовление арматуры:
а) из стали 25Г2С d=32 мм, напрягаемой кг 75,8 0,63 48
б) то же, </=14 мм, ненапрягаемой • 12,3 — 0,146
в) , = Ю , я - 1,9 — — 0,17 2
г) я <*=8 . . - 18,6 — 0,188 3
д) я d = 6 , - 22,6 — — 0,222 5
Сварка стержней d = 6 мм тыс. точек 0,298 — — 13,1 4
Итого кг 131,2 — — 0,473 62
§ 5. ПРИМЕР РАСЧЕТА СТОИМОСТИ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК
Продолжение табл. XXIV. 23
Наименование статей затрат Единица измерения Количество на 1 изделие Стоимость единицы измерения в руб. Стоимость 1 изделия в руб.
по спецификации коэффициент на отходы итого с учетом отходов
1 2 3 4 5 6 7
Изготовление закладных деталей: а) группы А, весом до 10 кг кг 12,1 0,4 5
6) „ В, „ .10 28,8 — — 2,5 72
в) . Г, обработанные, весом до 10 кг • 7,2 — — 2,8 20
Итого кг 48,1 - - 2,02 97
Всего на изготовление арматуры и закладных деталей . . кг 179,3 — — 0,89 159
Формовка м3 1,32 242 319
Себестоимость балки • 1,32 — — 662 874
В том числе: бетон и формовка 1,32 — — 432 570
арматура напрягаемая ZC2 75,8 — — 1,465 111
, ненапрягаемая у* 55,4 — 1,03 57
закладные детали я 48,1 — — 2,81 135
Плановые накопления % 3 - — - 26
Расчетная отпускная цена м3 1,32 1 - 690 682 900
Примечание. Стоимость единицы измерения в итоговых строках получается делением суммы затрат по графе 7 на соответствующие физические объемы.
Транспортные расходы рассчитываются по нормативам ВНИОМСа — по 35 руб. за 4 м3 перевозимых конструкций.
Стоимость и трудоемкость монтажа определяется по «Единым районным единичным расценкам» (ЕРЕР) № 6—27.
Сводные сопоставимые технико-экономические показатели балок даны в табл. XXIV.24.
Таблица XXIV.24
В табл. XXIV.24 полные расчетные стоимости балок БК-2с ш БКН6-2с близки друг к другу.
Находим
ДСк
1 163—1 091
1 163
100 5 %.
Исследуем трудоемкость монтажа;
Технико-экономические показатели подкрановых балок (на 1 балку)
Наименование показателей Единица измерения Варианты конструкций
БК-2с | БКН6-2с
Объем м3 1,42 1,32
Вес m 3,55 3,3
Расход цемента кг 452 469
„ стали 296 179
В том числе высокопрочной . . . - — —
Стоимость материалов руб. 444 396
Расчетная оптовая цена . . , . . 957 900
Транспортные расходы Заготовительно-складские расхо- 50 46
ды 2,1% Расходы по монтажу и укрупни- - 21 20
тельной сборке Полная расчетная стоимость в • 135 125
деле чел.- 1 163 1 091
Трудоемкость монтажа день 2,91 2,71
2,91 —2,71
ДМмт = 291 100 « 7 % > 5%.
Исследуем стоимость материалов:
441 — 396
ДСм = 77» ~ 100 ~ 10 % > 5 %*
441
Исследуем расход стали:
296 —179
ДСа = - 100 = 39,5 % > 5 %.
Следовательно, по совокупности основных показателей, рекомендуемых к исследованию (в § 3), предварительно напряженная балка БКН6-2с экономически эффективнее балки БК-2с с обычным армированием.
ГЛАВА XXV
ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
Таблица XXV. 1
Краны с одним крюком для среднего режима работы
Размеры 2 500 мм по высоте и 3 500 мм по длине относятся к закрытой кабине.
менее
‘ 4 ^2МнебштI
Грузоподъемность в т Пролеты LK в м Высота подъема в м Скорости в М/мин Основные и габаритные размеры в мм Размеры, определяющие положение крюка, в мм Тип и размер подкранового рельса Давление колеса на рельс подкранового пути в т Вес в т
подъема передвижения ширина крана В не более база крана К И в. F колея тележки LT тележки крана общий
тележки крана h Zi 1. специального железнодорожного
не более не более не менее не более
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 1 11 1 15 16 1 1 17 18 19 20
5 11 14 17 20 23 26 29 32 16 10 40 80 5 000 6 500 3 500 5 000 1 650 230 250 250 250 350 450 550 650 750 1 400 50 1 100 800 К170 ГОСТ 4121-52 Р-38 ГОСТ 3542-47 7 7,5 8,2 8,9 10,1 10,7 11,5 12,2 2,2 13,6 15,4 18,1 20,8 25 28 31.2 33,3
10 11 14 17 20 23 26 29 32 16 8 40 80 6 300 4 400 5 000 1 900 260 250 250 300 300 600 600 900 900 2 000 500 1 200 1 100 КР70 ГОСТ 4121-52 Р-38 ГОСТ 3542-47 Н,5 12 12,5 13,5 14,5 15,5 17 18 4 17,5 19,5 21 24 27 30 34,8 40
15 11 14 17 20 23 26 29 32 16 8 40 80 6 300 4 400 5 000 2 300 260 250 250 250 250 450 450 750 750 2 000 600 1 300 1 100 Р-43 ГОСТ 7173-54 14,5 15,5 16,5 17,5 18,5 19,5 21 22 5,3 20 22 25 28 31 34 41 45
§ 1. НАГРУЗКИ
577
§ 1. НАГРУЗКИ
Нагрузки от мостовых кранов
По характеру эксплуатации мостовые краны бывают с тяжелым, средним и легким режимом работы. Т я-желый режим работы крана характеризуется интенсивной работой (период включений составляет 40% времени) и скоростью перемещения моста более 100 м!мин. Средний режим р а б о_т ы крана характеризуется сравнительно меньшей интенсивностью работы (период включения составляет 25% времени) и скоростью перемещения моста до 100 m/muh. Легкий режим работы имеют главным образом тихоходные монтажные краны. Основные размеры и параметры кранов, приводимые в табл. XXV. 1—XXV.4, соответствуют действующему ГОСТ 3332-54 на краны мостовые электрические общего значения грузоподъемностью от 5 до 50 т, среднего и тяжелого режимов работы1.
Мост крана перемещается вдоль подкрановых путей на 4 колесах (по 2 колеса на каждом пути). Тележка перемещается на 4 колесах вдоль моста крана (поперек пролета цеха). Мостовые краны снабжаются одним или
1 Комитет стандартов, мер и измерительных приборов при Совете Министров СССР приказом от 18 июня 1955 г. № 593 внес изменение, согласно которому пролеты кранов LK (табл. XXV.l—XXV.4) могут приниматься с таким расчетом, чтобы обеспечить привязку размера 750 мм от оси разбивочного ряда колонн до оси подкранового рельса.
двумя крюками: крюк главного подъема и крюк вспомогательного подъема с меньшей грузоподъемностью. Мостовой кран сообщает конструкции здания нагрузки в двух направлениях: вертикальном и горизонтальном.
Вертикальные нагрузки от мостового крана состоят из веса моста, тележки и поднимаемого груза. При установке тележки с грузом в крайнее положение каждое колесо моста сообщает подкрановому пути наибольшее давление РМакс ; в это время каждое колесо противоположного края моста сообщают подкрановому пути давление РМин- Величины давлений РМакс и Рмин представляют собой опорные давления моста, как балки на двух опорах. Приведенные в табл. XXV. 1—XXV.4 значения давления колеса на рельс подкранового пути являются максимальными нормативными величинами Р”акс • Нормативные значения PJJhh определяются для моста на 4 колесах по формуле
^ин = — Q2m+— - ^акс . (XXV. 1)
где Q — вес груза (грузоподъемность крана);
QM — вес моста;
G — вес тележки по данным табл. XXV.1—XXV.4. Величину G можно также принять равной ЗО°/о от грузоподъемности крана
G = 0,3Q. (XXV.2)
Для вертикальных нагрузок от кранов коэффициент перегрузки принимается равным 1,3.
Таблица XXV.2
Краны с одним крюком для тяжелого режима работы
Грузоподъемность в m Пролеты Lv в м Высота подъема в м Скорости в м/мин Основные и габаритные размеры в мм Размеры, определяющие положение крюка, в мм Тип и размер подкранового рельса Давление колеса на рельс подкранового пути в ш Вес в m
подъема передвижения ширина крана В не более база крана К Н В, F колея тележки LT тележки крана общий
1 тележки крана h /1 /а специального железнодорожного
не более не более не менее не более
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 1 17 18 19 20
5 11 14 17 20 23 26 29 32 16 20 40 120 5000 6 500 3 500 5 000 1 750 230 250 250 250 350 450 550 650 750 1 400 50 1 100 800 КР70 ГОСТ 4121-52 Р-38 ГОСТ 3542-47 7,6 8,1 8,8 9.5 10,7 11,3 12,1 12,8 3 14,6 16,4 19,1 21,8 26 29 32,2 34,3
10 11 14 17 20 23 26 29 32 16 20 40 120 6 300 4 400 5 000 2 100 260 250 250 300 300 600 600 900 900 2 000 500 1 200 1 100 12,5 13 13,5 14,5 15 16 17,5 18,5 5,6 19 21 23 26 28 31 36,8 41,5
15 11 14 17 20 23 26 29 32 16 20 40 120 6 300 4 400 5 000 2 300 260 250 250 250 250 450 450 750 750 2 000 600 1 300 1 100 Р-43 ГОСТ 7173-54 15 16 16,5 17,5 18,5 19,5 21,5 22,5 6 22,5 24,5 27,5 31,5 35 38,5 44,5 48,5
37 Зак. 2065
Таблица XXV.3
Краны с двумя крюками для среднего режима работы Наибольшая высота закрытых кабин-2500 мм-, наибольшая длина кабин: для кранов 15/3 т открытых -2 500 мм, закрытых-3500 мм-, для кранов 20/5, 30/5 и 50/10 т открытых—3 600 мм, закрытых 4 500 л<л<
оо
§
300для кроной грузоподъемностью до ЗОтбкпюштепьно.Ш) для краноО грузоподъемностью 50т
исеоолге
(ДС —ЧТО
50 не менее
Грузоподъемности R Т — — LK ' "" Тип и размер подкранового рельса Давление колеса на подкрановый рельс в т Вес в т
Пролеты LR в м Высота подъема Скорости в м'мин Основные и габаритные размеры В ММ Размеры, определяющие положения крюков, в ММ
главного крюка ! вспомогатель- ' ного крюка главного крюка вспомогательного крюка подъема передвижения 3 1 п, О' ширина кра- § на В *Т> 1 база крана К II Bi F й о* <и ь <Х <|Н QJ Ч 2 г h /1 /з тележки крана общий
главного крюка вспомогательного крюка тележки крана специального железнодорожного
не более не более не менее не более
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 1 13 14 15 16 1 П 1 13 1 19 1 20 1 21 22 | 23 24 25 | 26
15 20 30 3 5 5 11 14 17 20 23 26 29 32 10,5 13,5 16,5 19,5 22,5 25,5 28,5 31,5 10,5 13,5 16,5 19,5 22,5 25,5 28,5 31,5 16 12» 12 18 14 14 8 8 8 20 20 20 40 40 40 80 80 80 6 300 6 300 6 30-0 4 400 5 000 4 400 5 000 5 700 2 300 2 400 2 750 260 260 300 250 250 250 250 450 450 750 750 250 250 250 250 450 450 750 850 250 250 250 250 500 500 850 ; 850 2 000 2 000 2 сое 600 450 400 100 50 300 1 300 1 150 1 600 1 950 2 050 1 910 2 250 1 950 2 560 1 000 1 250 950 КР70 ГОСТ 4121-52 Р-43 ГОСТ 7143-54 15,5 16,5 17,5 18,5 19 20 22 23 17,5 18,5 19,5 21 22 23,5 25,5 26,5 25,5 27 28 30 31,5 33 34,5 36 7 8,5 12 22,5 24,5 26,5 30,5 34 36,5 43,5 47,5 23,5 25,5 28,5 32,5 36 41 46,5 50 35 39 42,5 47,5 52 56,5 62 67,5
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
579
Продолжение табл. XXV. 3 Вес в т уиптро енвбя 0) <0 0) сч <-> 47 51.5 56.5 61.5 66,5 72 77 84 Горизонтальные нагрузки. При торможении движущейся с грузом тележки возникают силы поперечного торможения, при торможении движущегося с грузом моста возникают силы продольного торможения. Нормативное значение горизонтальных нагрузок принимается по СНиП П-Б. 1, § 4. Горизонтальная поперечная сила принимается: а) для кранов с гибким подвесом т-н = J2_±_2_. (XXV. з) б) для кранов с жестким подвесом г» = + °- . (XXV.4} Горизонтальная поперечная сила Тн передается пол-костью на один подкрановый путь и распределяется поровну между двумя колесами крана Горизонтальная продольная сила вдоль подкранового пути принимается = (XXV. 5) Из двух колес крана на одном подкрановом пути одно колесо является тормозным. Для горизонтальных нагрузок от кранов коэффициент перегрузки принимается равным 1,3. Динамическое воздействие подкрановые балки испытывают от повторных нагрузок, возникающих при движении крана вдоль пролета цеха; степень динамичности нагрузки зависит еще от качества рихтовки рельсов, типа их стыков и других факторов. Согласно § 38 НиТУ 123-55, при расчете прочности поткрановых балок нагрузки от крана умножаются на динамический коэффициент, равный 1,2; на другие элементы конструкций это увеличение нагрузки нс распространяется. Учет крановых нагрузок на конструкции зданий. При расчете элементов конструкций зданий, испытывающих нагрузки от мостовых кранов (подкрановые балки, колонны, рамы и т. п.), вертикальная нагрузка принимается не более чем от двух кранов, сближенных для совместной работы в каждом пролете яруса здания. В многопролетных зданиях учитывается возможность расположения кранов в одном створе в соседних пролетах. Горизонтальные поперечные и продольные нагрузки во всех случаях принимаются не более чем от двух
ИЯЖЭ1ГЭ1 | не б< 1 25 1 =2
± а onvad цтчвонвёихгоц вн вээгоя аинэгявЦ 36.5 40 । 42.5 45 46.5 48 49 51,5
Тип и размер подкранового рельса ojOHWodoir -онсакэж OJOH •чквипаиэ не менее 22 1 23 1 ZS-Ulfr 190J 08 dM
размеры, определяющие положения крюков, в мм С I 200
о 2 960
более 1 19 1 2 360
а> х ос 1800
•е 1
1 1 " S t©
I Основные и габаритные размеры В мм l7 и ияжэго! каком ” да? о, ।
U. (У __ । 250 250 250 250 500 500 650 650
CQ ч О 2 ° 1 3
а: “ с 1 < 150
у BHBdM веер : 1 “ 5 250
Я внвёя епибиш не более 1 1U 6 650
Скорости в м’мин 1 1 передвижения внвбл < ’ S
ия жэках , 0О О
подъема 1 ЕЯ01 Ля OJOH -qiraxBJOHOuaa Г- О кранов. § 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ 1. Изгибающие моменты и прогибы однопролетных балок В табл. XXV.5 приведены значения изгибающих моментов М и прогибов f для некоторых видов загружений . статически определимых однопролетных балок. Прогибы даны максимальные и указаны их координаты х; в отдельных случаях, отмеченных в таблице точкой (.), даны - не максимальные прогибы. 2. Изгибающие моменты и поперечные силы многопролетных балок Табл. XXV.6—XXV.9 служат для определения из-
вясибя охонавкх УЗ <0
I Высота 1 пллъема вжибя ' олонякэхвлокоиэа i LO
: вжнбя oJOHaeirJ 2
w а м7 пхэкойц 1 3 10,5 13,5 . 16,5 19,5 22,5 25,5 28.5 31,5
|Грузоподъем-1 ность в т ! ВЯСИбя OJOHqiraxBJOwouoa । о
' в яскбя OJouaBirJ
37* гибающих моментов М и поперечных сил Q многопрэ
T a 6 л ri u a XXV.4 Си
Краны с двумя крюками для тяжелого режима работы
Грузоподъемность в т Пролеты LK в м Высота подъема в м Скорости В М'МИН Основные и габаритные размеры в мм Размеры, определяющие положения крюков, в мм Тип и размер подкранового рельса Давление колеса на подкрановый рельс в т Вес в т
главного крюка вспомогательного крюка главного крана вспомогательного крюка подъема передвижения , о _ ширина кра-* на В I база крана К Н Bi F колея тележки LT h Ai Л 6 Л £ 0J ч (D Н крана общий
главного крюка вспомогательного крюка тележки крана специального железнодорожного
не более не более не менее не более
1 2 3 4 5 6 7 8 9 '10 11 12 1 13 1 114 15 1в ! 1 17 1 18 19 20 21 22 23 24 25 26
15 3 11 14 17 20 23 26 29 32 16 18 20 20 40 120 6 300 4 400 5 000 2 300 260 250 250 250 250 450 450 750 750 2 000 600 250 1 300 1 950 2 250 1 000 КР70 ГОСТ 4121-52 ' Р-43 ГОСТ 7173-54 16 17 18 19 20 21 23 24 7,8 26 28 30 34 37 40 47 51
20 5 10,5 13,5 16,5 19,5 22,5 25,5 28,5 31,5 12 14 15 20 40 120 6 300 4 400 5 000 2 400 260 250 250 250 250 450 450 750 850 2 000 450 50 1 150 2 050 1950 1 250 18,5 19,5 20,5 22 23 24,5 26 27 9.3 25 27 30 33,5 37 41 46,5 51
30 5 10,5 13,5 16,5 19,5 22,5 25,5 28.5 31,5 12 14 15 20 40 100 6 300 5 100 2 750 300 250 250 250 250 500 500 850 850 2 500 400 -300 1 600 1910 2 560 950 — 25,5 27,5 29,5 31 32,4 33.5 35.5 36.5 12,5 36,5 40 44,5 50 54,5 59 65 70
50 10 10,5 13,5 16,5 19,5 22,5 25,5 28.5 31.5 * 12 14 8 20 40 100 6 650 5 250 3 150 300 250 250 250 250 500 5С0 650 650 2 500 650 -300 1 800 2 360 2 960 1200 КР80 ГОСТ 4121-52 - 37,5 40,5 43 45 47 49 50,5 52,5 18,5 49 53 58,5 64,5 69 74 79,5 86
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
---— 581
Таблица XXV.5
Изгибающие моменты и прогибы однопролетных балок
№ п/п Схема загружения балки Изгибающий момент М При х Прогиб f При х
1 - г 'xj—цг -^-1/2 -Л дг Pl 4 1 2 Pl3 48В 1 2
2 ШШШШШШП1 q а д ql2 8 1 2 5дР 384В 1 2
3 c-zk Pab 1 а 3 Pb fa* +2ab\~ 31В \ 3 / j/ а2+ 2аЬ
4 М S М 1 _ 0,0641 МР В 1 /г
5 d С q -ь —Т 00 г й 1 2 др + д4 \ 24В \ 16 2Р Р ) 1 2
6 •4 а 1 л ^2 qabc л £\ 1 \ 21 ) а + с <ь - а> 21 *LpL(2eZ_2a._-£L\ + .£L] 6В L 1 \ (. ) 4 ) 64 J а
7 Ра От х = а до х = / — а Ра — (ЗР — 4л2) 24В 1 2
8 н|гдх9 — ql2 128 — 1 8 5 дР 0,51
Uzz?-I 768 В (•)
9 ” 00 |< ”1° ТЗ 1 Й, “(’-г) h 3аЛ 24В ( 1 /(•) а
10 0,0642 рР 0,577/ 0,00652 рР В 0,5193/
11 tz/.?- РР 12 1 2 РР 120 В / 2
Примечание. Жесткость В принимается постоянной по длине Z, равной значению жесткости в месте наибольшего изгибающего момента.
38 Зак. 2065
582
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
Таблица XXV.6
Изгибающие моменты и поперечные силы двухпролетных балок
Схема нагрузки Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
Afj Af, Л1в Qa Q*B | QnB 1 Чс
0,070 0,070 —0,125 0,375 —0,625 0,625 0,375
1 1 1 0,096 —0,025 —0,063 0,437 -0,563 0,063 —0,063
S * д А 0,156 0,156 —0,188 0,312 —0,688 1,688 0,312
0, 203 —0,047 0,406 0,094 -0,094
д а А —0,094 —0,594
Ji.. А А 0,222 0,222 —0,333 0,667 —1,334 1,334 0,667
ди 0,278 -0,056 —0,167 0,833 —1,167 0,167 —0,167
д 1 а
летных балок: двухпролетных, трехпролетных, четырехпролетных и пягипролетных.
Усилия от равномерно распределенной нагрузки составляют:
M = (ag+Pp)/2. (XXV.6)
Q = (7g + Sp)Z. (XXV.7)
Усилия от сосредоточенной нагрузки составляют:
M = (aG + pP)Z ; (XXV.8)
Q = 7G4-fcP, (XXV.9)
где а, Р —табличные коэффициенты, дающие значение М от загружения постоянной и временной нагрузками;
7, В — табличные коэффициенты, дающие значение Q от загружения постоянной и временной нагрузками.
Опорные моменты от других видов нагрузок определяются путем замены их эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой согласно табл. XXV. 10.
3. Изгибающие моменты многопролетных второстепенных балок, определяемые с учетом развития пластических деформации1
Изгибающие моменты второстепенных балок, загруженных равномерно распределенной нагрузкой, при расчете с учетом пластических деформаций имеют следующие значения:
в первом пролете и на первой промежуточной опоре м = (g + p)l2 . (XXV. 10)
в средних пролетах и на средних опорах.
(сг -U п) /2
М = - is - , (XXV. 11)
где g— постоянная равномерно распределенная нагрузка;
р — временная равномерно распределенная нагрузка;
I — расчетный пролет, который принимается равным для средних пролетов — расстоянию между гранями опор в свету (между прогонами или колоннами), а в крайнем пролете при опирании на стену — расстоянию от центра опоры на стене до грани первой промежуточной опоры (балки или колонны).
Значения отрицательных моментов в средних пролетах, а также положение нулевой точки моментов в первом пролете (рис. XXV.1) могут быть найдены по р табл. XXV.11 в зависимости от отношения — ;
g
М = Р(£+р)Р; (XXV. 12)
a = kl. (XXV. 13)
Величины изгибающих моментов определены с учетом пластических деформаций, исходя из того, что первые пластические шарниры возникают на опорах, в
1 Согласно «Инструкции по расчету плит и второстепенных балок железобетонных перекрытий с учетом пластических деформаций» (И 132-50/МСПТИ)».
Рис. XXV.1. Многопролетная второстепенная балка
Таблица XXV.7
Изгибающие Моменты и поперечные силы трехпролетных балок
Схема Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
нагрузки
Л£1 мг AfB [ МС Qa 1 «В 1 1 Ос | 1 «С | | Qp
0,080 —0,100 0,400 -0,600 0,500 -0.500 0,600 0,400
0.025 —0,100
4 7'7' н 0,000
0,101 —0,050 -0,050 -0,050 0,450 -0,550 0,000 0,550 0,450
а в с в
— i । h । и —0,025 0.075 —0,050 —0,050 -0.050 —0,050 0,500 —0,500 0,050 —0,050
Я Д Я "А
—0,117 —0,033 0,383 -0,617 0,583 —0,417 0.033 -0,033
A a а 7 — п
-0,067 0,017 0,433 -0,567 0,083 0,083 -0,017 0,017
а а а _ а
1 II 0.175 0,213 -0,038 0,100 -0.075 0,175 —0,150 —0,075 -0,075 —0,150 —0,075 -0,075 0,350 0,425 —0,075 —0,650 —0,575 —0,075 0,500 0,000 0,500 —0,500 0,000 —0,500 0,650 0,575 0,075 0,350 0,425 —0,075
А д . Д о -J _ i
А а & а _ I
Дадд
i ♦ -0,175 —0,100 —0,050 0,025 0,325 0,400 -0,675 —0,600 0,625 0,125 —0,375 0,125 0,050 —0,025 -0,050 0,025
Д А А - *
А а а а
Н Н Н 0,244 0.067 —0,267 -0,267 0,733 —1,267 1,000 -1,000 1,267 0,733
А ,Н» 0,289 -0,133 —0,133 —0,133 0,866 -1,133 0,000 0,000 1,133 0,866
а в ррс в Д' А Л А А -0.044 0,200 -0,133 -0,133 —0,133 —0,133 1,000 —1,000 0,133 —0,133
—0,311 -0,178 —0,089 0,044 0,689 0,822 -1,311 —1,178 1,222 С, 222 -0,778 0,222 0,089 -0,044 —0,089 0,044
А А А А
а а а *Ъ
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
Таблица XXV.8
Изгибающие моменты и поперечные силы четырехпролетных балок______________________________
Схема нагрузки Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
м» AfB Л<с AfD Qa «в <О <?с «с О’ eQ О’ О’
|И111111пптпт|||||пт * Мг Ф Hi* -1 । U t/jz г W F4-4 Й В С 0 Е А ^"Ц1111^—В —8—Я—А s——s—ь 0,077 0,100 0,036 -0,045 0,036 0,081 0.077 -0,023 -0,107 -0,054 —0,121 —0,036 -0,067 —0,049 —0,071 —0,036 —0,018 -0,107 0,018 -0,054 —0,107 -0,054 —0,058 —0,036 -0,004 0,013 0,393 0,446 0,390 -0,036 0,433 -0,049 —0,607 -0,554 -0,620 —0,036 -0,567 -0,049 0,536 0,018 0,603 0,429 0,085 0,496 -0,464 0,018 -0,397 -0,571 0,085 -0.504 0,464 0,482 -0,040 0,571 —0,022 0,067 —0,536 -0,518 -0,040 -0,429 -0,022 0,067 0,607 0,054 0,558 0,036 0,004 -0,013 0,393 —0,054 0,442 —0,036 -0,004 0,013
-L., 1 i 1. Q Д 6 Д Q —гт-Ц—а Д д а д Д а м. л и, Q м3^ zT^TS В—в—в а в с ъ е Д В А 0,169 0,210 0,116 -0,067 0,116 0,183 0,169 -0,040 -0,161 —0,080 —0,181 —0,054 -0,100 -0,074 —0,107 -0,054 -0,027 —0,161 0,027 -0.080 —0,161 —0,080 -0,087 -0,054 —0,007 0,020 0,339 0,420 0,319 -0,054 0,400 -0,074 -0,661 -0,580 -0,681 —0,054 —0,600 -0,074 0,553 0.027 -0,654 0,393 0,127 0.493 -0,446 0,027 -0,346 -0,607 0,127 -0,507 0,446 0,473 -0,060 0,607 -0,033 0,100 -0,553 -0,527 -0,060 -0,393 -0,033 0,100 0,661 0,080 0,587 0,054 0,007 -0,020 0.339 -0,080 0.413 -0.054 -0,007 0,020
0| 01 0| 0| От 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 J о! о* с* cJ о* 0,238 0,286 0,111 -0,111 0,111 0,222 0,238 -0,048 -0,286 -0 143 —0,321 -0,095 -0.178 -0,131 -0.191 -0.095 —0,048 -0,286 0.048 —0,143 -0,286 -0,143 —0,155 -0.095 —0.012 0,036 0.714 0,857 0,679 —0,095 0,821 -0,131 —1,286 -1,143 —1,321 —0,095 -1,178 -0.131 1,095 0,048 1,274 0,810 0,226 0,988 -0,905 0,048 -0,726 —1,190 0,226 —1.012 -0,905 0,952 —0,107 1,190 -0,060 0.178 -1,095 -1,048 -0,107 -0,810 —0,060 0,178 1,286 0,143 1,155 0,095 0,012 —0,036 0,714 -0,143 0.845 -0,095 -0,012 0,036
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
Т аб лица XXV. 9
Изгибающие моменты и поперечные силы пятипролетных балок
Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
Схема нагрузки М2 м» AfB МС ЧА «в _п Qb -Л Чс Лп Чс 4d _п Qd л Че Лп Че Qf
Н'гЬ'т' Ь 0,0781 0,0331 0,0462 0,105 -0,079 —0,079 —0,105 0,395 -0,606 0,526 -0,474 0,500 —0,500 0,474 -0,526 0,606 0,395
ггттп гггтп гггтп 0,100 -0,0461 0,0855 —0,053 —0,040 —0,040 —0,053 0,447 —0.553 0.013 0,013 0,500 -0,500 -0,013 -0,013 0,553 0,447
Л 8 С В е F
.1 4^4" Putf . —0,0263 0.0787 —0,0395 -0.053 —0,040 —0,040 -0,053 —0,053 —0,053 0.513 0,000 0,000 -0,053
<5 а A CktTTi —0,487 0,487 -0,513 0,053
rriminn гптп -0.119 -0,022 -0,044 —0,051 0,380 -0,402
й b А А А а —0,620 0,598 —0,023 —0,023 0.493 —0,507 0,052 -0,052
—0,035 -0,020 -0,057 -0,035 —0,035 0,424 -0,576 0,591 -0.409 -0,037 -0,037 0,557 0,443
А А А А А. А —0,111
-0.067 0,018 —0,005 0,001 0.433 -0,567 0,085 0.085 —0,023 —0,023 0,006 0,006 -0,001 0,001
А-А А А А А
_ _ гптп —0,049 -0,054 0,014 -0,004 —0,049 -0,049 0.495 -0.505 0.068 0,068 -0,018 -0,018 0,004 -0,004
А А А А А А
0,013 -0,053 —0,053 0,013 0,013 0,013 —0,066 —0,066 0,500 -0,500 0,066 0,066 -0,013
0,013
-1 II t t 0,171 0,211 0,112 -0,069 0,132 0,191 -0,158 -0,079 —0,118 -0,059 -0,118 —0,059 -0,158 -0,079 3,342 0,421 —0,653 -0,579 0,540 0,020 -0,460 0,020 0,500 0,500 -0,500 —0,500 0,460 —0,020 -0,540 -0,020 0,658 0,342
A -i. J *
а а д Д Д* Д 0,579 0,421
» 9 C 8 t f
А Д a Д a a 8 8 C a [ F -0,039 0,181 -0,059 —0,079 -0,059 -0,059 -0,079 —0,079 —0,079 0,520 -0,480 0,000 0,000 0,480 -0,520 0,079 -0,079
-11 _ > -0,179 —0,032 —0,066 -0,077 0.321 -0,679 —0,052 0,647 -0,353 —0,615 -0,034 0,637 -0,034 0,489 -0,056 —0,511 0,077 0,586 -0,077 0,414
S Д Д Д A b л _* * -0,052 -0,167 -0,031 —0,086 —0,052 0,385 -0,363 -0,056
д ъ а а1 д д
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
Продолжение табл. XXV.9 Си
Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
Схема нагрузки М1 М2 м» мв Л1С AfD Яа Яв Лп Qb _Л Яс _п Яс л Qd Qd Яе _п Qe Qf
-0,100 -0,073 —0,020 0 027 -0,007 0,022 -0,079 -0,002 0,400 -0,073 0.020 —0,600 -0,073 0.020 0,127 0,127 -0,507 -0,034 0,102 0,500 —0,034 0,102 0,009 -0,027 0,099 0,009 -0,027 0.099 -0,002 0,005 —0,020 0,002 -0,095 0,020
& Д А А Д Ь * —0,081 -0,079 —0,005 0,020
А Д' & d Д А • 0,493 -0,099
А л А А А А —0,099 —0,500
AH.it.ti.lt. а d 0,240 0,100 0,122 -0,281 -0,211 —0,211 <• -0,281 0,719 -1,281 1 070 -0,930 1.000 -1,000 0,930 -1,070 1,281 0,719
A It Н 0,287 -0,117 0,228 -0,140 -0,105 -0,105 —0,140 0,860 -1,140 0 035 0,035 1,000 1 ЛЛЛ -0,035 —0,035 1,140 0,860
ГД д ‘д д"д я в снег —1,иии
Г-ПН.. Е —0,047 0,216 —0,105 -0,140 -0,105 -0,105 -0,140 -0,140 —0,140 1,035 -0,965 0,000 и,000 0,965 -1,035 0,140 -0,140
Д Д Д Д Д Ъ
АН. .♦!. . Л А Д Д Д Д -0,319 -0,057 -0,118 -0,137 0,681 —1,319 1,262 —0,738 -- 061 -0,061 0,981 -1,019 0,137 -0,137
нн А -0,093 —0,297 -0,054 -0,158 -0,093 -0,093 0,796 -1,204 1,243 — 0,757 -0,099 -0,099 1,153 0,847
д Д д А Д Д
11 —0,179 0,048 -0,144 -0,140 —0,013 0,003 -0,010 0,035 0,821 -0,131 0,035 —1,179 0,227 0,987 -0,175 0,227 -1,013 -0,175 -0,061 0,182 1,000 -0,061 0,182 —0,000 0,016 -0,048 0,175 0,016 —0,048 0,175 —0.003 0,003 -0 010
Д А д д д Д -0,131 0,035 0,038 -0,140 -0.131 0,035 0,010 -0.035
Д д д д д Д 0,035
Д Д д д д Д
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИИ
§ Я. УСИЛИЯ и ДЕФОРМАЦИИ
587
4. Расчет подкрановых балок
Таблица XXV. 10
Эквивалентные равномерно распределенные нагрузки
Сборные железобетонные подкрановые балки выполняются преимущественно по однопролетной схеме. Ординаты огибающей эпюры Q и огибающей эпюры М
ной подкрановой балки с одним краном
подкрановой балки, загруженной одним краном (рис. XXV.2), можно определить по табл. XXV. 12 и XXV. 13.
Усилия составляют:
M = aPZ; (XXV. 18)
Q = lP, (XXV. 19)
где а, 7 — табличные коэффициенты;
Р — давление на одно колесо.
Ординаты огибающей эпюр М и огибающей эпюр Q подкрановой балки, загруженной двумя одинаковыми кранами (рис. XXV.3), можно определить по табл. XXV. 14 и XXV.15.
Усилия составляют:
М = аР/; (XXV. 20)
Q = ?P, (XXV.21)
связи с этим процент армирования балок на опорах ограничивается величиной
|Х<30‘^Б_- (XXV. 14)
^а Ка
Поперечные силы определяются по формулам:
<2л = М(я + рН; (XXV. 15)
Qb = °>б (g + p)/; (XXV. 16)
Qs=o’5(g + P)/. (XXV. 17)
где а, 7 — табличные коэффициенты;
Р — давление на одно колесо.
Таблицы предусматривают возможность схода с подкрановой балки некоторых грузов Р — влево или .вправо..
Максимальный прогиб подкрановых балок вычисляют по формуле
МР
/ = (XXV-22>
где М — максимальный момент по огибающей эпюре М;
В — жесткость подкрановой балки в месте максимального момента.
Таблица XXV.11
Коэффициенты р и k для определения отрицательных моментов и нулевых точек в многопролетных балках
Номера х. точек Р X. 8 Коэффициенты 3
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 k
0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 -0,091 -0,091 -0,091 —0,091 -0,091 -0,091 -0,091 —0,091 —0,091 -0,091 —0,025 -0,035 -0,041 -0,045 -0,048 -0,050 —0,052 -0,053 —0,054 -0,055 4-0,011 -0,005 —0,014 —0,020 -0,023 -0,027 -0,030 -0,032 -0,033 -0,035 4-0,016 4-0,001 —0,008 —0,014 —0,017 —0,022 -0,025 -0,026 —0,028 -0,029 -0,008 -0,018 -0,024 —0.028 —0,031 -0,033 -0,035 -0,036 -0,037 -0,038 —0,0625 -0,0625 —0,0625 -0,0625 -0,0625 -0,0625 —0,0625 -0,0625 — 0,0625 -0,0625 —0,003 -0,013 -0,019 —0,023 -0,025 -0,028 -0,029 —0,030 -0,032 -0,033 + 0,028 4-0,013 4-0,004 -0,003 -0,006 —0,010 —0,013 -0,015 —0,016 -0.018 4-0,028 4-0,013 + 0,004 —0,003 -0,006 -0,010 -0,013 -0,015 —0,016 —0,018 —0,003 -0,013 —0,019 —0,023 —0,025 —0,028 -0,029 —0,030 —0,032 -0,033 - 0.0625 -0,0625 —0,0625 —0,0625 —0,0625 —0,0625 —0,0625 —0,0625 —0,0625 -0,0625 0,167 0,200; 0,228 0,250 0,270 0,285 0,304 0,316 0,326 0,333 ; ”1
588
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИИ
Таблица XXV.12
Значения коэффициентов а для определения огибающей эпюры М подкрановых балок с одним краном
k 1 Порядковый номер сечений
1 1 2 1 3 4 1 5 1 6 7
0,3 0,181 0,301 0,357 0,350 0,357 0,301 0,181
0,4 0,168 0,275 0,320 0,300 0,320 0,275 0,168
0,5 0,156 0,251 0,281 0,250 0,281 0,251 0.156
0,6 0,144 0,226 0,245 0,250 0,245 0,226 0,144
0,7 0,131 0,198 0,235 0,250 0,235 0,198 0.131
0,8 0,118 0,188 0,235 0,250 0,235 0,188 0.118
0,9 0,109 0,188 0,235 0,250 0,235 0,188 0,109
Таблица XXV.13
Значения коэффициентов 7 для определения огибающей эпюры Q подкрановых балок с одним краном
k Порядковый номер сечений
1 0 1 1 и 1 2 31 1 4 1 51 6 7 1 8
о,з 1,700 1,450 1,200 0,950 0,700 0,450 0,250 0,125 -1,450 0,000
0,000 -0,125 -0,250 -0,450 —0,700 -0,950 —1,200 —1,700
0,4 1,600 1,350 1,100 0,850 0,600 0,375 0,250 0,125 0,000
0,000 -0,125 -0,225 —0,375 -0,600 —0,850 —1,100 -1,350 —1,600
0,5 1,500 1,250 1,000 0,750 0,500 0,375 0,250 0,125 0,000
0,000 —0,125 —0,250 —0,375 —0,500 —0,750 -1,000 -1,250 -1,500
0,6 1,400 1,150 0,900 0,650 0,500 0,375 0,250 0,125 0,000
0,000 -0,125 —0,250 —0,375 —0,500 —0,650 —0,900 —1,150 —1,400
0,7 1,300 1,050 0,800 0,625 0,500 0,375 0,250 0,125 0,000
0,000 -0,125 -0,250 —0,375 —0,500 —0,625 —0,800 —1,050 —1,300
0,8 1.2С0 0,950 0,750 0,625 0,500 0,375 0,250 0,125 0,000
0,000 -0,125 —0,250 -0,375 —0,500 -0,625 -0,750 -0,950 —1,200
1,100 0,875 0,750 0,625 0,500 0,375 0,250 0,125 0,000
0,9 0,000 -0,125 —0,250 —0,375 —0,500 —0,625 —0,750 -0,875 —1,100
Таблица XXV.14
Значения коэффициентов а для определения огибающей эпюры М подкрановых балок с двумя одинаковыми кранами
ь k Порядковый номер сечений
1 1 1 2 1 3 4 5 1 6 1 1 7
0,125 0,3 0,4 0,5 0,257 0,245 0,233 0,426 0,401 0,376 0,545 0,461 0,423 0,575 0,488 0,438 0,545 0,461 0,423 0,426 0,401 0,376 0,257 0,245 0,233
0,25 0,6 0,7 0,8 0,9 0,190 0,187 0,187 0,187 0,312 0,312 0,312 0,312 0,377 0,377 0,377 0,377 0,375 0,375 0,375 0,375 0,377 0,377 0,377 0,377 0,312 0,312 0,312 0,312 0,190 0,187 0,187 0,187
Рис. XXV.3. Расчетная схема однопролетной подкрановой балки с двумя кранами
Таблица XXV.15
Значения коэффициентов 7 для определения огибающей эпюры Q подкрановых балок с двумя одинаковыми кранами
b 1 k 1 Порядковый номер сечений
0 1 1 2 1 3 4 1 5 1 6 7 8
0,3 2.450 0,000 2,075 —0,125 1,700 —0,250 1,150 —0,450 0,775 —0,775 0,450 —1,150 0,250 —1,700 0,125 —2,075 0,000 —2,450
0,125 0.4 2.350 0,000 1,975 -0,125 1,600 —0.25 1,225 —0,400 0,775 —0,775 0,400 —1,225 0,250 —1,600 0,125 —1,975 0,000 -2,350
0,5 2,250 0,000 1,875 —0,125 1,500 —0,25 1,125 —0,500 0,875 —0,875 0,500 —1,125 0,250 —1,500 0,125 -1,875 0,000 —2,250
0,6 1,900 0,000 1,525 —0,125 1,250 —0,250 1,000 —0,500 0,750 —0,750 0,500 —1,000 0,250 -1,250 0,125 —1,525 0,000 —1,900
0,25 0,7 1,800 0,000 1,500 -0,125 1,250 —0,250 1,000 —0,500 0,750 —0,750 0,500 —1,000 0,250 —1,250 0 125 —1,500 0,000 -1,800
0,8 1,750 0,000 1,500 —0,125 1,250 —0,250 1,000 —0,500 0,750 —0,750 0,500 -1,000 0,250 -1,250 0,125 —1,500 0,000 —1,750
0,9 1,750 0,000 1,500 —0,125 1,250 —0,250 1,000 —0,500 0,750 —0,750 0,500 -1,000 0,250 —1,250 0,125 —1,500 0,000 -1,750
5. Расчет многоэтажных многопролетных рам на вертикальную нагрузку
а) Расчетная схема
Многоэтажные многопролетные рамы сборных железобетонных каркасных зданий (производственных и жилищно-гражданских) относятся к классу регулярных
рам, для которых характерна однообразная геометрическая схема с равными пролетами (рис. XXV.4,a) или со средним неравным пролетом на оси симметрии.
(рис. XXV.4,г), а также однообразной нагрузкой по ярусам.
При указанной схеме все узлы стоек рамы, расположенные на одной вертикали, имеют примерно равные углы поворота и, следовательно, равные узловые мо
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
589
менты с нулевой точкой моментов в середине высоты этажа. Это дает основание расчленить многоэтажную раму на ряд одноэтажных рам, имеющих высоту стоек, равную половине высоты этажа с шарнирами по концам стоек.
Рис. XXV.4. Геометрические и расчетные схемы многопролетных многоэтажных рам и схемы загружения ригелей
а и г — геометрические схемы рам; б и д — расчетные схемы рам; в и е —схемы загружения ригелей вертикальной нагрузкой
Расчету подлежат три типа одноэтажных рам: 1) верхнего этажа, 2) средних этажей и 3) первого этажа. При числе пролетов рамы более трех ее следует заменить трехпролетной. Расчетные схемы рамы изображены на рис. XXV.4,6, д.
б) Определение изгибающих моментов
Расчет рам на вертикальную нагрузку с учетом пластических деформаций по выравненным моментам удобно вести, приняв в качестве выравненной эпюру М, возникающую при схемах загружений (рис. XXV.4,e,e), дающих максимальные моменты в пролетах ригелей и на краях стоек.
Достигаемое при этом уменьшение опорных моментов ригелей (против максимальных упругих) составляет
р
при практически возможных отношениях —»1-ь5 около 25—35%. Уменьшение опорных моментов облегчает
39 Зак. 2065
Таблица XXV.16
Опорные моменты двухпролетной рамы верхнего этажа
Схема нагрузки и эпюра моментов Опорные моменты
*н zp
. к 1 1ННППТПД К 1 0,25 0,5 1 1,5 0,023 0,036 0,050 0,058 0,114 0,107 0,100 0,097 — —
и
0,25 0,5 1 1,5 0,031 0,045 0,059 0,066 0,068 0,070 0,073 0,075 0,046 0,037 0,027 0,022 0,008 0,009 0,009 0,008
rTV
Таблица XXV.17
Опорные моменты двухпролетной рамы средних этажей
Схемы нагрузки и эпюра моментов
Опорные моменты
*H+lB Afl2 M21 М3 Af3.
ZP
0,5 0,036 0,107 — —
1 0,050 0,100 — —
2 0,063 0,094 - —
3 0,068 0,092 — —
0,5 0,045 0,070 0,037 0,009
1 0,059 0,073 0,027 0,009
2 0,070 0,076 0,018 0,007
3 0,074 0,078 0,014 0,006
конструирование опорных узлов и стыков сборных рам.
Таким образом, задача расчета сводится к определению изгибающих моментов одноэтажных, симметричных трехпролетных рам, загруженных симметричной нагрузкой. По методу перемещений указанные рамы имеют два неизвестных: 1) угол поворота крайнего узла и 2) угол поворота среднего узла. При построении эпюр от единичных неизвестных погонную жесткость стоек всех этажей, кроме первого, следует принять равной
В*
ОД/
♦ Вместо значения В для жесткости можно применять зна-чение Еб j6.
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
590
Таблица XXV. 19
Таблица XXV. 18
Опорные моменты двухпролетной рамы нижнего этажа
Опорные моменты трехпролетной рамы верхнего этажа
7
?
Опорные моменты ригелей
и ? Д* I 1 -
Схема нагрузки и эпюра моментов
‘р Af12 Af.,t M2S м3:
0,25 0,025 0,099 0,093 -
0.5 0,038 0,098 0,089 -
1 0,052 0,095 0,086 -
1,5 0,059 0,093 0,085 -
Определение опорных моментов равнопролетных рам с одинаковыми размерами поперечных сечений стоек в пределах одного этажа может быть выполнено непосредственно по табл. XXV.16—XXV.21 для любых схем нагрузки (симметричных и несимметричных).
Опорный момент ригеля составляет
М = (ag + ?р) /2 , (XXV. 23)
где а и 3 — табличные коэффициенты для определения М в зависимости от схем загружения постоянной и временной нагрузками и в зависимости от отношения погонных жесткостей стоек, примыкающих к узлу рамы, к погонной жесткости ригеля
tp- I : 'н“ /н : 1в~ 1Ъ :
/н и /в—полная длина соответственно нижней и верхней стоек (высота этажа многоэтажной рамы).
Краевые моменты стоек для каждой схемы загружения рамы определяются из условия равновесия узлов по приводимым ниже формулам.
1. Рама верхнего этажа:
крайняя стойка
7И1Н = Л412; (XXV. 24)
средняя стойка
М2Н=М21-М23. (XXV. 25)
2. Рама среднего этажа; крайние стойки
= -г--
hi “г 1в
МП=МП . 7;-
гн I *в
vXXV.26)
(XXV. 27)
0,030
0,25
0,5
0,045
0,059
0,25 0,032 0,059 0,034
0,5 0,047 0,064 0,026
1 0,061 0,069 0,017
1,3 0,067 0,072 0,013
0,25 0,007 0,040 0,059
0,5 0,009 0,034 0,064
1 0,009 0,026 0,069
1,5 0,008 0,021 0,072
0,069
0,071
0,073
1,5
0,066
0,075
0,049
0,039
0,028
0,022
0,015
0,013
0,011
0,009
Рис. XXV.5. Геометрическая схема многопролетной многоэтажной рамы с шарнирными стыками стоек
средние стойки
^2Н — I ^21 ^23
М,в = (^21 ~ ^2зУ
<н + *в
L(XXV. 28)
(XXV. 29)
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
—— 591
Таблица XXV.20
Опорные моменты трехпролетной рамы средних этажей
Схема нагрузки и эпюра моментов Опорные моменты ригелей
*н~^в *Р Afij Л<21 Л£аз м.л.
0,5 0,038 0,098 0,089 -
1 0,052 0,095 0,086 -
viJx/y 2 0,063 0,092 0,085
1—7 J. - i Д-1 4 3 0,068 0,089 0,084 -
0,5 0,047 0,060 0,064 0,069 0,026 0,017 -
1
2 0,070 0,074 0,011 -
1 ! I I 3 0,074 0,076 0,008 -
0,009 0,034 0,064
0,5 -
1 2 3 0,008 0,007 0,006 0,026 0,018 0,013 0,069 0,074 0,076 —
0,5 1 2 3 0,045 0,059 0,069 0,074 0,070 0,073 0,075 0,077 0,039 0,028 0,019 0,014 0,013 0,011 0,008 0,006
У М I,
м г г
3. Рама первого этажа: крайняя стойка ,
Мт = М12с. ; (XXV.30)
М» = м1г ,-25‘в,. ; (XXV. 31)
г 1»5fB
средняя стойка
М2н = (М21 - М28) —; (XXV.32) 1н + 1 ,Ь/В
м2в = (М21 — Мгз) — . - . (XXV. 33)
*нт 1>5 *в
Момент защемленного конца стоек составляет 0,5 от момента противоположного конца.
Эпюра моментов для каждой схемы загружения рамы равномерно распределенной нагрузкой дана в табл. XXV.46—XXV.21<
39*
При загружении рамы другими видами нагрузок последние заменяются эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой (см. табл. XXVJ0).
Многоэтажные рамы с шарнирным стыкам стоек (сферический и др.), имеющие распространение при применении сборных железобетонных конструкций (рие, XXV.5), рассчитываются согласно табл. XXV. 16 или XXVJ9. Погонную жесткость стойки при пользовании табл. XXV.16 и XXVj19 для указанных рам принимают равной
0,5В
1.. =------*
6. Расчет многоэтажных рам на горизонтальную нагрузку
Приближенный прием расчета многоэтажных рам на горизонтальную (ветровую и др.) нагрузку сводится к следующему. Все горизонтальные силы принимаются приложенными к узлам рамы (рис. XXV.6). Общую поперечную силу яруса рамы распределяют
592
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
Таблица XXV.21
Опорные моменты трехпролетной рамы нижнего этажа
Схема нагрузки и эпюра моментов Опорные моменты ригелей
/н 4- 1,5ZB Mvi м.п ма
(р
0,5 0,030 0,099 0,092 —
1 0,044 0,097 0,088 -
2 0,057 0,094 0,086 —
3 0,063 0,092 0,085 —
ьЛ X/ -4-z Ji 5 0,069 0,090 0,084 —
0,5 0,038 0,061 0,031 —
1 0,053 0,066 0,022 —
2 0,065 0,071 0,014 —
3 0, 070 0,074 0,011 —
5 0,076 0,077 0,007 —
till 0,5 0,008 0,038 0,061 —
1 0,009 0,031 0,066 -
г ч\Л 1 2 0,008 0,023 0,071 -
1111 3 0,007 0,018 0,074 —
А 4* 5 0,007 0,013 0,077 —
ГЛ । г 0,5 0,036 0,070 0,045 0,014
1 0,051 0,072 0,034 0,012
2 0,064 0,074 0,024 0,010
1 / 1 / 3 0,070 0,076 0,018 0,007
w 4- 5 0,075 0,078 0,013 0,006
между стойками рамы в зависимости от отношения погонных жесткостей ригелей и стоек и в зависимости от суммы погонных жесткостей ригелей, примыкающих к узлу. По найденным поперечным силам стоек строят эпюры Af, назначая нулевые точки моментов в середине высоты стоек, а для первого этажа на расстоянии % I от места защемления стойки. Суммарный момент на стойках в узле рамы распределяется между ригелями пропорционально их погонным жесткостям.
Q— ярусная поперечная сила:
Qi = P1 + P2-I+Рп; 1
Q2 = Рч + Рз Н— • + Рп J
(XXV. 34)
и т. д.
Для сборных рам со стойками с одинаковыми размерами поперечного сечения в пределах одного этажа получается следующее распределение ярусной поперечной силы между стойками:
средние стойки яруса
Qc₽ т — 2(1 — ₽):
(XXV. 35)
Таблица XXV.22
Значения коэффициента 3
Все этажи, кроме первого Первый этаж
'р/ *н 1 0,25 0,5 1 2 3 4
3 0,54 0,56 0,62 0,70 0,75 0,79 0,9
крайние стойки яруса
Qkp = ₽Qcp. (xxv. 36)
где т — количество стоек в одном ярусе;
р — коэффициент, принимаемый по табл. XXV. 22.
Для первого этажа моменты: вверху стойки
^kp=Qk₽Y: (XXV. 37)
^p = Qcp-7-. (XXV. 38)
§ 2, УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
593
внизу стоек
^р=<?кр-у/1; (XXV. 39)
^p=QcpYZ1- (XXV. 40)
Рис. XXV.6. Расчетная схема и эпюра моментов многопролетной многоэтажной рамы при действии горизонтальных нагрузок
Для всех остальных этажей изгибающие моменты вверху и внизу стоек равны
скалывающие напряжения
Qs
bJ '
Горизонтальный прогиб верха составляет г pH* 'Л^рН* рНз
/=~*ЁГ +—+ (XXV. 43)
oEJ tr 2.CJ ф
где Н — длина консольной балки;
F=bh — площадь ее поперечного сечения;
J — момент инерции сечения;
— момент инерции подошвы фундамента консольной балки;
с — коэффициент постели основания, величина которого может приниматься равной: для слабых грунтов 1—3 кг/см3, для средних грунтов 3—7 кг]см\ для плотных грунтов 7—15 кг/см3.
Первое слагаемое в формуле (XXV.43) выражает влияние на прогиб консольной балки изгибающих моментов, второе — влияние поперечных сил, третье — влияние крена фундамента вследствие неравномерного обжатия грунтов основания. При этом модуль сдвига принят равным 0,5 £, а коэффициент неравномерности скалывающих напряжений равным 1,2. При ступенчатом или трапециевидном изменении горизонтально распределенной нагрузки ее заменяют равномерно распределенной нагрузкой р, эквивалентной по изгибающему моменту консольной балки в заделке.
Диафрагма, ослабленная регулярно расположенными проемами (рис. XXV.7,6), представляет собой ряд вер-
Mnr, = QKP-^ -. (XXV. 41)
^cP=Qc₽Y- (XXV. 42)
7. Расчет вертикальных связевых диафрагм многоэтажных зданий на горизонтальную нагрузку
Ветровые нагрузки, действующие на сборные крупнопанельные здания, воспринимаются поперечными сте-
нами, стенами лестничных клеток, а также и продольными стенами, представляющими собой вертикальные связевые диафрагмы.
Расчетной схемой диафрагмы является консольная балка (рис. XXV.7,a) прямоугольного поперечного сечения. При действии горизонтальной равномерно рас-
пределенной
нагрузки
р Р
р= напряжения и дефор-
мации могут быть определены, исходя из гипотезы плоских сечений, дающей в данном случае практически малую погрешность1.
Нормальные напряжения
Му
= ~Г
1 А. С. Калманок, Пространственная работа сборных многоэтажных зданий, Госстройиздат, М. 1956.
Рис. XXV.7. Схема вертикально-связевой диафрагмы
а — сплошной; б — ослабленной проемами
тикальных консольных балок — пилястр, упруго связанных горизонтальными поясами. Расчет такой системы может быть выполнен по приводимым ниже формулам.
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
594
Поперечная сила пилястры
Q = J*
v 2
(XXV. 44)
сткости которой равны суммарным жесткостям всех плоских рам блока, связанных между собой железобетонными перекрытиями.
Нормальная сила пилястры, равная поперечной силе нижнего пояса, составляет
jV = - pH4s
10 J ' Pl ' 1
F + "Г )
ср 5 \ . F J /
(XXV. 45)
Изгибающий момент пилястры
М = — Ns, 4 (XXV. 46)
где h+l S 2 ’ (XXV. 47)
" 1202 x~1+ 5/* • (XXV. 48)
5£J er. ii - . (XXV. 49)
V + Нс /ф ’
nba3 (XXV. 50)
J ~ 12H '
Рис. XXV. 8. Расчетная схема каркасного здания при расчете на горизонтальные деформации] а — схема; б — эпюра горизонтальных прогибов рамы
а) Горизонтальные перемещения от единичной горизонтальной силы, приложенной к одному из ярусов рамы
I — ширина проемов;
а — высота сечения пояса между проемами;
п — количество поясов (количество этажей);
F= bh —площадь поперечного сечения пилястры; bh*
/ = -т — момент инерции пилястры.
Нормальные напряжения в сечении пилястры определяют по формуле
(XXV. 51)
= ; (XXV. 53)
1 / \
8** = — S* + /?K+— ; (XXV. 54) 12 4г*'
й = 2, 3,...,п;
\i = Ч *+1 = • • • = 8*л = 8** + . lk lh+l + 48гк ’
где
Горизонтальный прогиб верха составляет
_ МЯ2(1 +4?)
' ~ 20 EJ
(XXV. 52)
Для диафрагмы, ослабленной несколькими вертикальными рядами проемов, расчетные усилия в пилястрах определяют из решения системы линейных уравнений, заменяя диафрагму эквивалентной рамой.
В сборных многоэтажных зданиях при наличии надлежащей конструктивной связи между поперечными и продольными стенами расчет вертикальных связевых диафрагм на горизонтальную нагрузку ведут с учетом пространственной работы всего здания (совместной работы поперечных и продольных стен).
1
4/1 -j- 0,33$!
(XXV. 55)
(XXV. 56)
(XXV. 57)
(XXV. 58)
(XXV. 59)
8. Расчет деформаций рамных систем1
Расчетной схемой сборного каркасного здания рамной системы является плоская рама (рис. XXV.8), же-
k = 3, 4,..., п\
п — номер верхнего яруса рамы (считая снизу вверх);
s I — суммы погонных жесткостей стоек этажа, примыкающих к ригелю снизу1;
Г/— суммы погонных жесткостей ригелей этажа;
(/i+/2)2 4г 1 “Ь 0,33$!
1 Э Е. Сигалов, Практический метод расчета рам на колебания, Труды МИИГС, Сборник седьмой, Госстройиздат, М. 1957.
1 Жесткости элементов рамы следует принимать здесь по опорным сечениям ригелей и стоек и полагать их постоянными по всей длине элемента.
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
= 595
— высота этажа;
— перемещение 6-го яруса от силы Р = 1, (Приложенной к этому же ярусу;
о / л = ^/ — перемещение /-го яруса от силы Р—I, приложенной к 6-му ярусу.
Для рамы с равными высотами этажей /]—...= =ln=l формулы горизонтальных перемещений от единичных сил приобретают следующий вид:
/2
5п = —(Si+/?i). (XXV. 53’)
Л / ' 1 \
k — — / 5^ _]_ —) • (XXV. 54’)
12 \ 4гл/
6 = 2,3,..., л;
/«
о -5 =оь =---so. =* В,. +------------, (XXV. 55’)
Ы ik ***+1 kn kk v 4gf * ' 7
где
k
S* = ^]—; (XXV. 56')
1 *
Rs =-----V— ; (XXV. 57 )
1 4r> +0,33s, v '
R2 =-----Ц------; (XXV. 58’)
2 r, 4-0,08s, v
+ —; (XXV. 59')
' k—I
й = 3,4,...,л.
Для рамы с абсолютно жесткими ригелями, а также для рамы, расчет которой ведется в предположении полного защемления стоек в узлах, следует положить г= оо и тогда горизонтальные перемещения составят:
6
/2 V1 1
; (xxv. 60)
i
при всех значениях i > 6.
6) Горизонтальные прогибы рамных систем от нагрузок, приложенных по ярусам
Уг — 5n Л Ч- ^12 ^2 + ’ ’+ Pfl ;
у2 = s21 Pj + в22 А Ч— •+ Рп ;
Уп = *nl Pl + 5Л2 А Ч-----------Ь Рп » J
(XXV. 61)
где уи у2,...9 Уп— горизонтальные прогибы рамы по ярусам (рис» XXVДб);
Рь ^2, ., Рп— горизонтальные нагрузки по ярусам. Прогиб верхнего яруса многоэтажной рамы о = ул может быть также определен по формуле
п Q^= ч- Рь i=k
(XXV. 63)
т е
Р1=Р1 + Рй+...+ Рл;
Q2 = P2 + Ps+--+p^ Qn = Pn\
1 С1 = 1 12 . S1 Ui + ы2 ; (XXV. 64)
+ 4^4-0,33sj .
1 1 — (W+l)2 ; (XXV. 65)
12 1 L 4г*
k = = 2, 3 п.
Для рам с равными высотами этажей:
п р — р
' <XXV' 62'>
1 24 rk
1
Р / 1 1 \
= — —Ч--------------); (XXV. 64’)
12 \ si п + 0,08 sj 1
Р / 1 1 \
= ~ ~ > <xxv- 65’>
12 \ Sfe fk /
6 = 2,3,..., (л — 1);
'--£(7г+4-у- (SXV“’
в) Горизонтальные прогибы рамно-связевых систем
Деформации сборных каркасных зданий рамно-связевой системы, имеющих вертикальные связевые диафрагмы (жилищно-гражданских каркасно-панельных
Рис. XXV.9. Расчетная схема каркасного здании рамно-связевой системы при расчете на горизонтальные деформации
а — плоская рама, связанная с плоской жесткой балкой при расчете на горизонтальную равномерно распределенную нагрузку;
б — плоская рама при расчете на сосредоточенные горизонтальные силы на уровне л и п — 1 ярусов
зданий, производственных каркасных зданий и т. п.), определяются с учетом совместной работы рам блока и вертикальных связевых диафрагм блока.
Расчетной схемой системы служат: плоская рама, жесткости которой равны суммарным жесткостям всех плоских рам блока, и связанная с рамой плоская консольная балка, жесткость и площадь поперечного сечения которой равны суммарным жесткостям и суммарной площади поперечных сечений всех связевых диафрагм блока (рис. XXV. 9,а).
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
596
Стерженьки-связи, обеспечивающие совместность деформаций рамы и консольной балки, существуют в уровне каждого яруса рамы, однако для практического расчета достаточно ограничиться двумя стерженьками-связями, расположенными на уровне двух верхних ярусов рамы (XXV.9,6); внешнюю равномерно распределенную нагрузку р при этом следует рассматривать приложенной к консольной балке.
Часть внешней нагрузки, сообщаемая раме в виде сосредоточенных горизонтальных сил на уровне п-го и п—1-го ярусов, определяется по приводимым ниже формулам, найденным из условия совместности деформаций рамы и консольной балки:
b_ 1 _ о_ _ 1 — b Ь 1 1
П—1 tp П, П—I цг) п—1, п—1
" = 5 8„ 1 п 1 — 6п п 1
пп ч—1, fi—I л, fl—I
a s a s
D np fit fl—I fl—nn
*n—l — x x x2 »
°лл 1, n—1 °n, fl—1
где
, n3 Z3 2,4nZ
Ъпп = Ъпп + 2EJ + EF ’
(XXV. 67)
(XXV.68)
(XXV.69)
(п-1)з+1,5(п-1)2/з
°л, n-1 — 6n, n-1 + 3EJ -t-
2,4 (n—1)Z
EF
(XXV.70)
^n—i, n—1 = \i—1, n—1 "I" 3EJ "1"
+ 2,4("~1)/ (XXV.71)
EF
pn<H 1,2 pn*l\ 2
= 8EJ + EF ’ (XXV'72>
p(n-l)2[2n2+(n+1)2]Z«
n-i.p 24 EJ +
l,2p (n2—I)/2
+ EF
(XXV.73)
Kin ’ b’n n_j; n_j — горизонтальные перемещения рамы от действия горизонтальной единичной силы, вычисляемые по формулам (XXV.53)—(XXV.59) для рамных систем;
J , F — момент инерции и площадь поперечного сечения консольной балки;
/гНг+—+/л
Z= ---------- —средняя высота этажа;
п п — количество этажей.
Расчет прогибов системы ведется как для консольной балки, испытывающей действие горизонтальной нагрузки р и реактивных усилий Рп, Рл_р
Горизонтальный прогиб верха составляет рп.4* 1,2рпЧ* , л3/3
7 8EJ + EF п' 3EJ
, 2,4л/\ „ |"(n — I)3 + 1,5 (n — I)2 ,
+~L------------1 +
2,4 (лг — 1) Z EF
(XXV. 74)
Прогиб, вызванный креном фундамента вследствие неравномерного обжатия грунта, составляет /ф = nl tgO. Крен фундамента tg 6 вычисляется в соответствии с п. 52 «Норм и технических условий проектирования естественных оснований зданий и промышленных сооружений» (НиТУ 127-55).
Возможно приближенное определение [ф по формуле
/ф = Л4-^- =
G/ф
ри2 Z2
2 ”
(XXV.75)
где /ф—момент инерции подошвы фундамента консольной балки;
с — коэффициент постели основания.
Определение изгибающих моментов при расчете несущей способности рамы производят по горизонтальным нагрузкам Рп и Рп__\ .
г) Частоты свободных колебаний рамных систем
В расчетной схеме (рис. XXV.8) массы ригелей и стоек принимаются сосредоточенными в узлах рамы; количество частот и форм свободных горизонтальных колебаний при этом равно количеству ярусов рамы.
В табл. XXV.23 приведены приближенные формулы для вычисления трех последовательных частот свободных колебаний рам различной этажности с упруго вращающимися узлами. В формулах табл. XXV.23 приняты следующие обозначения:
Gk mk — — ярусная масса;
g
—нормативная ярусная нагрузка, включающая нагрузку от перекрытия и веса стоек и стен;
g — ускорение силы тяжести;
b—горизонтальный прогиб верхнего яруса; определяют по формулам (XXV.62) и (XXV.62'), полагая внешние силы равными ярусным массам Pk=rnk\
с — определяют по формулам (XXV.64) — (XXV.66).
Для рам с абсолютно жесткими ригелями и для рам, расчет колебаний которых ведется в предположении защемления стоек в узлах, при пользовании табл. XXV.23 следует принимать.
1\
= оо и тогда Ck = — • (XXV.76)
В таблице также обозначено:
Bi == /Их Ч" /^2 ^22 » (XXV.77)
В2 = /И| -f- т2 &22 '\-2т1-т2 Ъ^2 • (XXV.78)
Первую частоту свободных горизонтальных колебаний рамы можно также вычислить по формуле
1 1 ——+------—---= ,
2И52 Bt + l/QBz-Bl
(XXV.79)
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
-------- 597
Таблица XXV.28
Частоты свободных горизонтальных колебаний рам
Число этажей рамы л Первая частота срх Вторая частота <p2 Третья частота c?3
1 1 V пъ 6П — -
2 1,4 "l^Bi 4- 2B2-Bi 1,4 j/ Bi — 2B2-Bi —
3 1 1,08 r V 8 w *00 СЛ ~ Ma si - 5,4 ! E^* ck
4 1 1.10 4 1 E V mk ck 6,15 ? E V tnk ck
5 1 1,12 / s 4,35 1 E V mk ck 7.1 S > m* ck
6 1 1,14 r o *cn СЛ ~ Ma ? - Xr 7,6 1 E mk ck
7 1 1,16 " V 5 4,65 J E / mk ck 7,8 ! E mk ck
>8 — n + 1 2 ' 2л 6 — 1 2 * л E V mk ck 5тг 1 2 л mk ck •
где
(XXV. 80)
1
Вг = S т2к Ъ2кк + 2 "s Мк тк Ъ2кп ; (XXV. 81) 1 1
Мк= S mt. (XXV. 82)
1=л+1
Каждую частоту системы подсчитывают дважды1:
1) нижний предел частоты — по жесткости ВКр опорных сечений ригелей и стоек (при 6= 1);
2) верхний предел частоты — по жесткости сплошного сечения с учетом бетона сжатой и растянутой зоны (а также с учетом облицовки).
1 Согласно Инструкции И 123-55, п. 100, примечание 3.
Все п форм свободных колебаний определяют из системы уравнений:
( mi 41— г / Кг + т2 42 Х2 4- • • • 4-
\ у /
+ тп 4п Хп = 0;
+ тп 4л Хп = 0 ;
mi 41 Xi + т2 Ъп2 Х2 4--h
4~ ^тп^пп = O ’
(XXV. 83)-
Определяя формы свободных колебаний, находят отношения амплитуд колебаний X (а не их абсолютные значения), поэтому при решении уравнений следует положить Хл=1 и, отбросив последнее уравнение, решать
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
598
Таблица XXV.24
Расчетные формулы для определения опорных реакций и изгибающих моментов в колоннах переменного сечения по высоте
Схема загружения Опорные реакции В Изгибающие моменты
1 Af 12 | M2l
\| I3 (Х+Ь) - Ba — Ba - Bl
Р" 3 М (\—&) 2 1 (X + k) — Ba — Ba + M - Bl + M
’•-+-L Т (Х-а) 1 + k -Bai 0,3 Ta — Ba + 0,3 Ta — Bl + T a - 0,7 a)
V' а ' 11 3 <7/ П + a fe) 8(1 + k) -Ba + 2 Qa' —Ba + 2 - Bl +
• 8 qc3 (4 I — c) 8 Iя (1 + k) - Ba - Ba -Bl + 2
<1" (ПИ пи —'
<21 rl_j qc3 (5 I — c) 40 P (X + k) a . 3/ a - ; k - a3 I I \ - Ba — Ba qc1 - Bl + — 6
1 \ W 0
§ 2. УСИЛИЯ И ДЕФОРМАЦИИ
599
систему с п—1 неизвестными. Возможно положить любое Хл=1 и отбросить соответствующее уравнение.
В целях уточнения значений частот и форм колебаний можно подставлять в систему уравнений несколько значений частот, близких по величине к найденной по приведенным выше формулам.
Амплитуды X (с тоиностью до постоянного множителя) определяются также по формулам, не требующим решения уравнений:
спр ^11^1 + ^ip — 0,
(XXV. 85)
где Гн—сумма опорных реакций верха стоек рамы от перемещения их верхнего конца Д1=1;
₽ip — сумма опорных реакций верха стоек рамы от нагрузки;
с пр— коэффициент, учитывающий пространственную работу блока рам1, связанных железобетонным (Панельным покрытием, представляющим собой горизонтальную связевую диафрагму.
________________________
1 1 4- <Р2 /П1 (В1П— оп) ’
§kn ?2 ttiiXi
1 + <?2 mk (bkn — <>kk) fc = 2,3,4,.. .,л
(XXV. 84)
и затем, поделив все значения амплитуд на Хп-амплитуду верхнего яруса, находят форму колебаний.
9. Расчет одноэтажных колонн переменного сечения по высоте
В табл. XXV. 24 приведены формулы для определения опорных реакций и изгибающих моментов колонн переменного сечения от различных нагрузок. Колонны
Рис. XXV.10. Геометрическая схема колонны переменного сечения по длине
Рис. XXV.11. Расчетная схема’поперечной рамы каркасного здания с колоннами переменного сечения по длине
Рис. XXV.12. Сварные сетки
а —с продольной рабочей арматурой; б —с рабочей арматурой; в — с поперечной рабочей арматурой, одинаковой в обоих направлениях
защемлены внизу и имеют шарнирно неподвижную опору вверху. Обозначения и геометрические данные колонн приведены на рис. XXV.10. Табл. XXV.24 следует применять также при определении изгибающих моментов колонн постоянного сечения, для этого необходимо во всех формулах положить fe=0.
Изгибающие моменты колонн (стоек) с учетом упругой податливости верхней шарнирной опоры определяются из расчета поперечной рамы каркасного здания (рис. XXV.11). При решении рамы методом перемещений имеется одно неизвестное — горизонтальное перемещение верхнего конца стоек. Каноническое уравнение имеет вид:
Вертикальная нагрузка от веса конструкции, а также горизонтальная ветровая нагрузка приложены одновременно ко всем рамам блока и поэтому пространственная задача сводится к расчету плоской рамы, — в этом случае спр = 1.
1 Э. Е. С и г а л о в, С. Г. С т р о н г и н, Учет пространственной работы каркаса одноэтажного производственного здания из
сборного железобетона. Труды МИИГС, сборник седьмой, Госстройиздат, М. 1957.
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
600
Крановой нагрузкой загружается преимущественно одна рама, и благодаря пространственной работе блока незагруженные рамы включаются в работу и оказывают помощь загруженной раме. Для указанной нагрузки в температурном блоке при шаге рам 6 или 12 м следует принимать сПр=4.
Из канонического уравнения (XXV.85) перемещение
спр Г11
Опорная реакция верхнего конца стойки с учетом упругой податливости верхней опоры составляет
Вуп = В + Д1Вд> (XXV.86)
где В — опорная реакция верхнего конца стойки от нагрузки при неподвижной верхней опоре; для незагруженных стоек рамы В = 0;
Вд — опорная реакция верхнего конца стойки от перемещения Ai = l.
Изгибающие моменты в сечениях стойки могут быть определены по опорной реакции Вуп и нагрузке, приложенной к стойке.
Для рам с числом пролетов, равным трем и более, при расчете на крановые нагрузки верхнюю опору стойки практически можно считать неподвижной.
§ 3. СОРТАМЕНТЫ АРМАТУРЫ Таблица XXV.25
Таблица прокатываемой и применяемой арматуры
№ п/п Вид арматуры № арматуры периодического профиля или диаметры гладкой арматуры в мм
2.5 3 4 5 5,5 6 7 1 8 1 9 1 ю | 12 1 14 | 161 18 1 20 | 22 | 24 | 25 | 26 | 1 27 28 30 I 32 | 36 .'40
1 Горячекатаная гладкая из стали марки Ст. 0 и Ст. 3 . . . . • • • • * • • • • • • • • • • •
2 Горячекатаная периодического профиля из стали марки Ст. 5 • • • • • • • • • • • •
3 Горячекатаная периодического профиля из стали марки 25Г2С • • • • • •
4 Горячекатаная периодического профиля из стали марки 30ХГ2С • • • • • • • • •
5 Холоднотянутая проволока для сварных сеток, ГОСТ 6727-53 •
6 Холоднотянутая высокопрочная гладкая проволока, ГОСТ 7348-55 • • • • • • •
7 Холоднотянутая высо-’ копрочная проволока периодического профиля, ГОСТ 8480-57 • • • • • • •
8 Холодносплющенная периодического профиля, ГОСТ 6234-52
§ 3. СОРТАМЕНТЫ АРМАТУРЫ
Площади поперечных сечений и веса стержней арматуры
-------- 601
Таблица XXV.26
Диаметр d в мм Площадь поперечного сечения в см2 при числе стержней Вес в кг/м Диаметр d в мм
1 1 2 1 3 4 1 5 6 1 7 1 8 1 1 9 10
2,5 0,049 0,10 0,15 0,20 0,25 0,29 0,34 0,39 0,44 0,49 0.038 2,5
3 0,071 0,14 0,21 0,28 0,35 0,42 0,49 0,57 0,64 0,71 0,055 3
.3,5 0,096 0,19 0>9 0,38 0,48 0,58 0,67 0,77 0,86 0,96 0,075 3,5
4 0,126 0,25 0,38 0.5 0,63 0,76 0,88 1.01 1,13 1,26 0,098 4
4,5 0.159 0,32 0,48 0.64 0.8 0,95 1.И 1,27 1,43 1,59 0,125 4,5
5 0,196 0,39 0,59 0,79 0.98 1,18 1,37 1,57 1.77 1,96 0,154 5
5,5 0,238 0,48 0,71 0,95 1,19 1.43 1,66 1.9 2,14 2,38 0,188 5,5
6 0,283 0,57 0,85 1,13 1,42 1,70 1,98 2,26 2,55 2,83 0,222 6
7 0,385 0.77 1,15 1,54 1,92 2,31 2,69 3,08 3,46 3,85 0,302 • 7
8 0,503 1,01 1,51 2,01 2,51 3,02 3,52 4,02 4,53 5,03 0,395 8
9 0,636 1,27 1,91 2.54 3,18 3,82 4,45 5,09 5,72 6,36 0,499 9
10 0,785 1,57 2,36 3,14 3,93 4,71 5,50 6,28 7,07 7,85 0,617 10
12 1,131 2,26 3.39 4,52 5,65 6.79 7,92 9,05 10,18 11,31 0,888 12
14 1,539 3.08 4,62 6.16 7,69 9,23 10,77 12,31 13,85 15,39 1,208 14
16 2,011 4,02 6,03 8.04 10,05 s 12,06 14,07 16,08 18,10 20,11 1,578 16
18 2,545 5,09 7,63 10,18 12,72 15,27 17,81 20,36 22,90 25,45 1,998 18
20 3,142 6,28 9,41 12,56 15,71 18,85 21,99 25,14 28,28 31,42 2,466 20
22 3,801 7,6 И,4 15,2 19 22,81 26.61 30,41 34,21 38,01 2,984 22
24 4,524 9,04 13,56 18,1 22,62 27,14 31,67 36,19 40.71 45,24 3,551 24
25 4,909 9,82 14,73 19,63 24,54 29,45 34,36 39,27 44,18 49,09 3,853 25
26 5,309 10,62 15,93 21,24 26,55 31,86 37,17 42,47 47.78 53,09 4,168 26
27 5,726 11,45 17,18 22,9 28,63 34,35 40,08 45,8 51,53 57,26 4,495 27
28 6,158 12,32 18,47 24,63 30,79 36,95 43,10 49,26 55.42 61,58 4,834 28
30 7,069 14,14 21,21 28,28 35,34 42,41 49,48 56,55 63,62 70,69 5,549 30
32 8,042 16,08 24.13 32,17 40,21 48,25 56,3 64,34 72,38 80,42 6,313 32
36 10,18 20,36 30,54 40,72 50,9 61,08 71,26 81,44 91,62 101,8 7,99 36
40 12,56 25,12 37,68 50,24 62,8 75,36 87,92 100,48 113,04 125,6 9,87 40
ГЛАВА XXV. ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
602
Таблица XXV.27
Сортамент сварных сеток из холоднотянутой нпзкоуглеродистой проволоки и из низколегированной катанки периодического профиля, ГОСТ 8478-57
«Сетки, сварные для армирования железобетонных конструкций»
Тип сеток Марка сетки Диаметры стержней в мм Размеры ячеек в мм Ширина сеток по осям крайних стержней в мм Вес рулона в кг
di d. V и
1 2 3 4 5 6 7 8
Рулонные С продольной рабочей арматурой из холоднотянутой проволоки (рис.ХХУ. 12, а) 3—15 3 4—20 3 4—15/3 5-20/4 5—15 4 5,5—15 4 5—10 4 5,5—10 4 3 4 4 5 5 5,5 5 5,5 3 3 3 4 4 4 4 4 150 200 150 200 150 150 100 100 250 250 250 250 250 250 250 250 1 400 1 500 1 900 2 300 От 100 до 500
С поперечной рабочей арматурой (рис. XXV. 12, в) Из холоднотянутой проволоки . . 3/3—15 3'4-20 3/4-15 4/5 - 20 4/5 15 4/5,5—15 3 4 4 5 5 5.5 3 3 3 4 4 4 150 200 150 200 150 150 250 250 250 250 250 250 1 400 1 500 1 900 2 300 От 100 до 500
Из стали периодического профиля марки 25Г2С 4/6—15 4/7-15 4/8—15 5/9-15 5/10—15 5/9—10 5/10—10 6 7 8 9 10 9 10 4 4 4 5 5 5 5 150 150 150 150 150 100 100 300 , 300 300 300 300 300 300 J 2300 2650 От 200 до 500
С арматурой из холоднотяну той проволоки, одинаковой в обоих направлениях (рис.ХХУ. 12, б) 4 —20 5 -20 5 —15 5,5—15 5 —10 5,5-10 4 5 5 5,5 5 5,5 - 200 200 150 150 100 100 1 1 1 1 1 1 1 400 2 300 2 650 От 200 до 500
Плоские С продольной рабочей арматурой из стали периодического профиля марки 25Г2С (рис. XXV.12. а) 8—20/5 8-15/5 9—15/5 10—15/5,5 9-10,5,5 10—10/5,5 8 8 9 10 9 10 5 5 5 5,5 5,5 5,5 200 150 150 150 100 100 300 300 300 300 300 300 • 1 500 1 900 2 300 —
С арматурой из стали периодического профиля марки 25Г2С, одинаковой в обоих направлениях (рис.ХХУЛ2, в) 8-20 8-15 9-15 10-15 9—10 10-10 8 8 9 10 9 10 1 1 1 1 1 1 200 150 150 150 100 100 1 1 11 1 1 2 300 2 650
Примечание. Размеры рулонных сеток, набранные жирным шрифтом, предпочтительнее.
603
§ 3. СОРТАМЕНТЫ АРМАТУРЫ
Таблица XXV.28
Площади сечения стержней и вес 1 пог. м сварных сеток по сортаменту ГОСТ 8478-57 (табл. XXV.27)
Марка сетки Площадь сечения поперечных стержней (в см2/пог. м) Площадь сечения всех продольных стержней в см2 при ширине сетки В в мм Вес 1 пог. м сетки в кг при ширине сетки В в мм
1 400 1 500 1 900 2 300 2 650 1 400 1 500 1 900 2 300 2 650
3—15/3 0,29 0,78 0,78 0,99 1.2 0,94 0,97 1,22 1,49
4—20/3 0,29 1 1,13 1,38 1,64 — 1,12 1,24 1,53 1,82 —
4—15/3 0,29 1,38 1,38 1,76 2,14 — 1,41 1,44 1,83 2,21
5—20/4 0,5 1,57 1,76 2,16 2,55 — 1,8 1,99 2,46 2,92
5—15/4 0,5 2,16 2,16 2,74 3,33 — 2,26 2,3 2,92 3,53
5,5—15/4 0,5 2,61 2,61 3,32 4,03 — 2,62 2,66 3,37 4,47 —
5-10/4 0,5 2,95 3,14 3,92 4,7 — 2,89 3,08 3,84 4,6
5.5—10'4 0,5 3,56 3,8 4,75 5,7 — 3,36 3,59 4,5 5,39 —
3/3-15 0,47 0,5 0,57 0,64 0,79 0,93 1,02 1,22 1,48
3'4—20 0,63 0,5 0 57 0,64 0,79 — 1,11 1,21 1,47 1.78
3/4—15 0,84 0,5 0,57 0,64 0,79 — 1,35 1,47 1,79 2,17
4/5—20 0,98 0,88 1 1,13 1,38 — 1,81 1,97 2,39 2,88
4/5-15 1,3 0,88 1 1,13 1,38 — 2,17 2,36 2,88 3,48 —
4/5,5—15 1,58 0,88 1 1,13 1,38 — 2,49 2,71 3.3 4 —
4/6-15 1,88 1,26 1,39 4,45 5
4/7-15 2,57 — — — 1,26 1,39 — — — 5,73 6,53
4/8-15 3,34 — — — 1,26 1,39 — — — 7.16 8,18
5/9-15 4,24 1,96 2,16 9,47 10,7
5/10-15 5,23 — — — 1,96 2,16 — — — 11,2 12,8
5/9-10 6,35 — — 1,96 2,16 — — — 13,3 15,2
5/10-10 7,85 — — — 1,96 2,16 — — — 16 18,3
4—20 0,63 1 1,64 1,89 1.5 2,4 2,82
5—20 0,98 — — — 2,55 2,94 — — — 3,81 4,38
5—15 1,3 — — — 3,33 3,73 — — — 5,01 5,68
5,5-15 1,58 4,03 4,5 6,07 6,87
5—10 1,96 —— — 4,7 5,3 — — —— 7,3 8,32
5,5-10 2,37 — — — 5,7 6,4 — — — 8,85 10
8-20/5 0,65 — 4,52 5,52 6,53 4,34 5,33 6,34
8—15/5 0,65 5,52 7,03 8,55 — — 5,13 6,52 7,92
9-15/5 0,65 — 7 8,9 10,8 — — 6,29 7,98 9,7
10-15/5,5 0,79 8,65 11 13,5 — — 7,76 9,86 12,1
9-10/5,5 0,79 10,2 12,7 15,3 — — 8,98 И.2 13,5 —
10—10/5,5 0,79 — 12,6 15,7 18,9 — — 10,9 13,5 16,3 —
8-20 2,51 6,53 7,53 9,75 11,3
8-15 3,35 —- — 8,55 9,55 — — 12,9 14,6
9—15 4,24 — — 10,8 12,1 — — — 16,3 18,4
10-15 5,23 — — 13,5 15 — — 20,1 23,7
9—10 6,35 — — 15,3 17,2 — — — 23,7 26,9
10—10 7,85 — — — 18.9 21,2 — — — 29,3 33,2
АКАДЕМИЯ СТРОИТЕЛЬСТВА И АРХИТЕКТУРЫ СССР
Научно-исследовательский институт бетона и железобетона
СПРАВОЧНИК ПРОЕКТИРОВЩИКА
СБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
* * *
Госстройиздат Москва, Третьяковский проезд, д. 1
* * *
Редактор издательства Б. А. Котик, Т. В. Горячева Технический редактор Л. Я. Медведев
Сдано в набор 13/Х—1958 г. Подписано к печати 6/V 1—1959 г. Т—06095. Бумага 84V1081/,. — 18,87 бум. л., 61,81 печ. л.,
(82,8 уч.-изд. л.). Тираж 50 000 экз. Изд. № X—2411 Зак. № 2065 Цена 41 р. 40 к. Переплет 3 руб.
Типография № 1 Государственного издательства литературы по строительству, архитектуре и строительным материалам, г. Владимир
ОПЕЧАТКИ
Страница Колонка Строка Напечатано Должно быть По вине
65 левая 35 снизу условных растянутых сопротивлений арматуры. условных сопротивлений растянутой арматуры, Авт.
76 102 правая левая формула (V.92) 15 сверху + 5а “ 12 ’ + 5d FW)' = 12 • •
1М левая Рис. VI.7 К •
126 правая 18 сверху F Тип.
130 правая формула (VI.75) Ям.у + ^и.у +
139 правая 21 сверху •
180 левая Рис. VIII.2 Толщина слоя & д Авт.
180 левая 1 снизу д + 0,5Д „ —Г—(^-5 + d-f-0.5A „ , д + Тип.
180 правая 11 снизу ные по расчету ными по расчету Авт.
181 левая 17 снизу теплопередачи теплоотдачи в
194 левая Табл. Х.1 1 колонка 1 снизу 800 500 •
206 левая формула (XI. 17) 'Н |/ 1 ~ 1Г+7а V 1(1+ О8 J Тип.
210 правая 29 снизу Ц)57 1959 Авт.
282 левая 16 снизу 20 мм 20 см •
479 правая 4 снизу по табл. ХХ.16. по табл. ХХ.17. •
519 правая 20 снизу ХХ.16. ХХ.17
535 Табл. ХХ1.2 4 колонка 2 сверху климатический район II климатический район Тип.
538 правая Табл. XXI.6 2 колонка 5 сверху 2 То же, с переменной шириной сечения 2 То же, с переменной шириной и постоянной высотой сечения Авт.
546 Табл. XXII. 1 столбик 5 сверху до 800 кг!м* до 1000 кг/м* V
571 Табл. XX1V.17 2 колонка 1 снизу 2 12,0 •
Зак. 2065