Tags: строительство строительные материалы строительно-монтажные работы отдельные виды строительства строительные конструкции
ISBN: 5-06-001040-6
Year: 1991
Text
СПЕЦИАЛЬНОСТЬ
’’АРХИТЕКТУРА”
ИНЖЕНЕРНЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Москва
Высшая школа 1991
nAuurorwl* хм «нА v «орулснми
Аг.е>«*гпчмг W «-ГГ**свНН1М vwm*r«'it>
2fx,rTO"e*~
HeW" »•'<»-» 'r‘«w<cry|M
»*-т- IU (ill ТПМЖТ1
<г*г«и вр»*т»»<г«р« I» f.« ’i*n)
BstHIvcrypi |« J 1 -ч«х|
PWc.—
*•«=—*. *b 2-a Twuaii
Hpwr^'wn--». ГНН^И
Tamum ц*цтн вр»гг»ктурввгг мрп»пи|амнин
<»»»n»ryyw» ш«*»-ш>л«»*йгмйг
ИНТ--О
«4мМ н ол^жеммй la 2 ч твв>»|
17МЫ*ТМНМП« Hpn»««»rJA--»Ha H W»yaw I pyx*
r-^^.r-4 tpaiKAup*
Вжа*з«г в sr»-w*
м^п.04» 40|»>гЧТ*Р*МГ«
CltMW В^»НТГГ») Г«»4 «мшвомвв
А|МВ1«ч1чу*йЯ г»л4*«|Х
Гг^в-п»*-- ’»• гпл»»-в«* • .ингщр.
T«ww«e чМм*
.1-..J. >ф|«« Ц(н»«чмром«»ч
вгчч.етв
С вична* навив». яр*»П»*аур«»*>-
(Ч-WBta RO9WN ГРВДОСО«Г.Г_.,«.Н|>
Оакы р>А«— * лзв1ырпю»|
S^Jr”,e
TEXT BOOKS AND MANUALS
ON -ARCHITECT RE»
FOR sRfDENTS ОГ ARCHITECT RAL
FACfH TIES
Principle’ >1 Architectural Design
Architectural d< ignmg <>f residential building*
An intectural di-igning oi public buildings and st”,--' ir«-
Anhit-,'iural dt ignmg bf industrial enterprises
Architu i iral d< of agro-industrial omplexe-
Town planning
llif’oi of arch'’' c*ure
Ihsior >f RushMrt aro'.ille u r«
h ’ jf k-Mi e . пшпе I 2 Viil. i
Scnirl architecture (in 2 ,u|.|
Modern Г '• rn .irchite, inn
Architectural drawing
Painting
Per* •- • • • .nd pn.p 1
* •-. .и al material:
Stni< r--4l r.nviiuiiic .
: iii>.fuuhftn r>( building, i tn, и, -
1 •rhniitugv oi buildup ' labour .......................n
K.. t ,tc i . il ph’ •
i unomy in de: gnmjr and -'on .truction
Oigani .ition and n. .n 1 f
Engineering equipment t tin 1 • g- - I .• • '
Transport
Introduci • , . - • . Jit’
Methods of <Jrchitn-4”ral -igning
Fundamentals of architecluial composition
Achitectural drawing
Thcotftical piobletns of architecture
Buildings iypolog-
Restoration of architectural monuments tin 2 vol.)
R< construction oi hintorical соп1р1ел<гэ
Land ..'haft designing
H story of Fin» Arts
Social ba- - architectural designing
Fufldam. ii.। • of town planning tlieorv
Fundamental, of n-tfionai pi-nning
Sciilptuie
H -• ' m.i '
Lai-। .u • * v
Lar<t-j(win -hiK’un:) in «u.Kin .i«rhilc<4ii»
vt* h-kellUMt •*'*1 lnml>waplllg
GAer.l.p pvMetns И R (фаСИН and «ha.hex '• -
' . Ir.liuil ul pr.i'ifr»»’. I.n ,1' • • »rj»l ITW.'. II .1 .
1 СПЕЦИАЛЬНОСТЬ
/’АРХИТЕКТУРА”
РЕДКОЛЛЕГИЯ:
КУДРЯВЦЕВ А. П. (главный редактор)
СТЕПАНОВ А В (заместитель главного редактора)
АУРОВ В. В. (ответственный секретарь)
БУГА П. Г.
ДЫХОВИЧНЫЙ Ю. А
ЗМЕУЛ С. Г.
КАСАТКИН В. А.
ЛЕЖАВА И. Г.
ОРЕХОВА Н. И.
ДЕМИДОВ С В.
ПЛАТОНОВ Ю. П
РОЖИН И. Е.
РЯБУШИН А В
ЯРГИНА 3 Н
ИНЖЕНЕРНЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Под редакцией д-ра техн, наук,
проф В. В. Ермолова
Д пушено Государственным комитетом СССР
। народному образованию в качестве учебника
Vя тудентов высших учебных заведений.
<-чающихся пп специальности «Архитектура»
нг<г^|Кс в .
•.»’ еицв гь-
Й
Москва «Высшая школа» 1991
ББК 38.76
И 62
УДК 69.01
В. Н. Голосов, В. В. Ермолов, Н. В Лебедева, Г. П. Макаров, В. Г Ники
форов, В. К. Файбишенко, А. Л. Шубин, Н. Н Ячменева
Рецензенты:
кафедра конструкций зданий и сооружений Свердловского архитектурного
института (зав кафедрой проф А. Г. Трущев), кафедра архитектурных кон
струкций Киевского инженерно-строительного института (зав. кафедрой проф.
А. Л. Подгорный)
Инженерные конструкции. Учеб, для вузов по спец. «Архи
И62 тектура»/В. Н. Голосов, В. В. Ермолов, Н. В. Лебедева и др.;
Под ред. В В. Ермолова.— М.: Высш, шк., 1991.—408 с.: ил.
ISBN 5-06-001040-6.
В учебнике изложены основы науки о строительных инженерных конструкциях,
к которым отнесены те элементы зданий и сооружении, прочность, устой-
чивость и деформативпость которых определяются статическим расчетом. Примени
тельно к специфике архитектурного образования учебник построен не по традиционной
схеме по признаку материала (металлические, деревянные, железобетонные конструк-
ции). а по видам конструкций (фермы, арки, рамы, своды, купола, оболочки, струк-
туры. каркасы, башни н т. п.) с отражением специфики материалов
3305000000(4309000000)—295
И---------------------------- 216—91
001(01)—91
ББК 38.76
6Г6.5
Учебное издание
Голосов Владимир Николаевич, Ермолов Вадим Владимирович, Лебедева
Нелли Валерьевна, Макаров Геннадий Прокопьевич, Никифоров Владимир
Григорьевич, Файбишенко Вячеслав Константинович, Шубин Александр
Любимович, Ячменева Наталья Николаевна
ИНЖЕНЕРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Зав. редакцией Б. А. Ягупов. Редактор Л. К. Олейник. Младший редактор
О. С. Смотрина. Художественный редактор С. Г. Абелин. Технический редактор
Н. А. Битюкова. Корректор В В. Кожуткина
ИБ № 7588
Изд. № Стр — 578. Сдано в набор 22. 10.90. Поди в печать 07.05.91. Формат 70Х ЮО'/не
Бум. офсет. № 2. Гарнитура литературная. Печать офсетная. Объем 33,15
усл печ. л. -|-0,33 усл. печ. л. форзацы 66,96 усл. кр -отт. 34,67 уч.-изд. л.+ 0,41 уч-нзд. л.
форзацы. Тираж 14000 экз. Зак. 618 Цена 2 р. 80 к.
Издательство «Высшая школа», 101430, Москва. ГСП-4. Неглннная ул., д 29/14.
Московская типография jV<> 4 Госкомпечати СССР, 129041,
Москва, Б. Переяславская, 46
ISBN 5-06-001040-6
(С/ Колл, авторов. 1991
ПРЕДИСЛОВИЕ
Учебник «Инженерные конструк-
ции» включает и дисциплины инженер-
ного цикла: «Металлические конструк-
ции», «Конструкции из дерева и пласт-
масс», «Бетонные и железобетонные
конструкции» для студентов архитек-
турной специальности.
Опыт Московского архитектурного
института показал, что изучение трех
указанных выше дисциплин может быть
построено не по признаку материалов,
из которых выполняются конструкции,
а по разновидностям самих конструк-
ций, которые в ряде случаев своими
тектоническими формами не всегда обя-
заны материалам. В этом подходе усма-
тривается некоторое обобщение форм,
более понятное студенту-архитектору.
Основное отличие настоящего учеб-
ника от ранее использовавшихся состо-
ит не столько в упрощении расчетов и
исключении расчета несущественных
для архитектора деталей, сколько в на-
правленном на развитие конструктив-
ного мышления студента анализе рабо-
ты конструкции в целом, а также в рас-
ширении сведений об арсенале инже-
нерных конструкций, которыми распо-
лагает современная индустрия.
Учебник состоит из трех частей.
Первая часть (гл. 1) вводит в курс
дисциплины «Инженерные конструк-
ции». В ней сосредоточены сведения,
общие для конструкций из любых
материалов.
Вторая часть (гл. 2—4) знакомит
с областью применения, достоинствами
и недостатками, физико-механическими
свойствами, спецификой статических
расчетов и конструктивными особенно-
стями, характерными для каждого из
основных материалов инженерных кон-
струкций — металлов, древесины, бето-
на. В ней рассмотрены принципы рас-
чета стержневых элементов, характер-
ные для каждого из материалов.
Третья часть (гл. 5—10) рассматри-
вает все основные типы инженерных
конструкций: стержневые (плоские и
пространственные), тонкостенные (типа
оболочек) и сетчатые, растянутые (тро-
совые и мембранные), несущие остовы
зданий и специальные «вертикальные»
(башни, мачты, заводские трубы) кон-
струкции.
В каждом параграфе, посвященном
одному определенному виду сооруже-
ния, рассмотрению подвергается суть
конструкции, особенности ее статичес-
кой работы, определяющие форму про-
ектируемого объекта или влияющие
на нее, взаимодействие внешних и вну-
тренних сил, а также отмечаются осо-
бенности расчета и конструирования,
связанные с использованием конкретно-
го материала.
Главы 1,5 8 написаны д-ром техн,
наук В. В. Ермоловым (§ 7.6 — канд.
техн, наук Н. В. Лебедевой), гл. 2 —
канд. техн, наук В К. Файбишенко,
гл. 3 — совместно В. В. Ермоловым и
канд. техн, наук Г. П. Макаровым, гл.
4 канд. техн, наук В. Н. Голосовым,
гл. 9— В. К- Файбишенко (§ 9.1—9.4)
и канд. техн, наук Н. Н. Ячменевой
(§ 9.5), гл. 10 канд. техн, наук В. Г.
Никифоровым (§ 10.1) и канд. техн,
наук А. Л. Шубиным (§ 10.2, 10.3).
Авторы считают своим долгом выра-
зить признательность и благодарность
заведующему кафедрой конструкций
зданий и сооружений Свердловского
архитектурного института профессору
А. Г. Трущеву и заведующему кафедрой
архитектурных конструкций Киевского
инженерно-строительного института
профессору А. Л. Подгорному за их цен-
ные советы и замечания, данные ими
при рецензировании рукописи учебника,
которые были учтены при дальнейшей
работе над книгой.
ГЛАВА 1
ОБЩАЯ ЧАСТЬ
1.1. ИНЖЕНЕРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Инженерными конструкциями в
строительстве и архитектуре называют
несущие системы, прочность, устойчи-
вость и деформации которых опреде-
ляют статическим (в особых слу-
чаях — динамическим) расчетом, под-
тверждающим их способность сопротив-
ляться действующим на сооружение
нагрузкам и воздействиям.
Инженерные конструкции реали-
зуют первый компонент витрувиевой
триады «прочность—польза—красота»,
определяющей архитектуру. Однако со
времен Витрувия строительная техника,
особенно в нашем столетии, достигла
таких высот, что стала существенно
влиять и на третий компонент — кра-
соту.
В этом смысле становятся понят-
ными слова Миса ван де Роэ, что там,
где техника достигла своих подлинных
высот, она становится архитектурой.
Известно, что в 1816 г. в Париж-
ской школе архитекторов начали читать
курс конструкций. Некоторые авторы
(например, 3. Гидеон) считают эту да-
ту началом проникновения инженер-
ных наук в область архитектуры. При-
мерно к этому времени относится ста-
новление строительной механики как
науки. Висячие мосты в Петербурге и
чугунный купол Исаакиевского собора
уже были проверены расчетом. В даль-
нейшем наука об инженерных конструк-
циях развивалась как синтез многове-
ковой строительной эмпирики и разви-
вающейся теории сооружений, в кото-
рую вошли положения теоретической
механики, сопротивления материалов,
статики и ряда других наук, объеди-
ненных общим названием «Строитель-
ная механика».
Дисциплина «Инженерные конст-
рукции» содержит данные таких отра-
слей строительной науки, как материа-
ловедение, технология производства и
др., но главным образом она базируется
на выводах строительной механики,
являясь ее прямым продолжением и
конкретизацией в определенных мате-
риалах — металле, древесине, бетоне,
камне, пластмассах и др. В соответст-
вии с этим она традиционно разветвля-
ется на три главных направления: ме-
таллические конструкции (из стали и
алюминиевых сплавов), конструкции из
дерева и пластмасс, бетонные и железо-
бетонные конструкции (включая армо-
цементные),
Самая общая классификация строи-
тельных конструкций предусматривает
определение их тремя основными при-
знаками (по одному из каждой пары):
плоские или пространственные; безрас-
порные или распорные; сплошные
(сплошностенчатые) или решетчатые
(сквозные, сетчатые). Любая конструк-
ция полностью ими характеризуется.
Например, стропильная ферма — пло-
ская, безраспорная,сквозная конструк-
ция; тонкостенный купол — простран-
ственная, распорная, сплошная.
Плоскими называют конструкции,
обладающие двумя признаками: основ-
ные несущие элементы лежат в одной
плоскости; действие внешних сил про-
исходит именно в этой плоскости.
Все остальные конструкции принад-
лежат к классу пространственных
(табл. 1.1).
Конструкция, плоская по форме, мо-
жет стать пространственной по сущест-
ву своей работы. Например, плита, по-
ставленная вертикально на две опоры,
работает под вертикальной нагрузкой
как плоская конструкция — балка-
стенка. Но, будучи положенной гори-
зонтально и опертой двумя, тремя или
четырьмя сторонами или на три точки
и более, становится пространственной
конструкцией плитой.
Типичные представители плоских
конструкций — балки, фермы, арки, ра-
мы, гибкие нити — отличаются от про-
7
1.1. Инженерные конструкции
странственных тем, что вся система не-
сущих элементов воспринимает лишь те
нагрузки, которые приложены непосред-
ственно к ним и действуют в их плос-
кости.
Индивидуальность работы плоских
конструкций и непричастность их к
работе остальных элементов всей систе-
мы, например покрытия, составляет
главную черту, отличающую их от про-
странственных, и главный их недоста-
ток. В то же время в этой особенности
усматриваются некоторые достоинства:
ясность статической работы; независи-
мость от соседних конструкций —
свойство,, полезное при выполнении ре-
монтных или восстановительных работ;
простота усиления или полной замены
другими плоскими конструкциями, да-
же совершенно иного типа.
Пространственными называют кон-
струкции, работа которых происходит
в трехмерном пространстве.
В расчетной практике распространен
прием расчленения пространственной
конструкции на ряд плоских, но он при-
меняется только в тех случаях, когда
вдоль линий расчленения соблюдаются
условия совместности напряжений и де-
формаций.
К пространственным конструкциям
относят: перекрестно-стержневые систе-
мы, своды, складки, купола, оболочки
положительной и отрицательной гаус-
совой кривизны, висячие конструкции,
мягкие оболочки Значительную часть
пространственных конструкций —
сплошностенчатых или сетчатых, из
жестких или мягких материалов -
составляют оболочки.
Оболочками называют тела с криво-
линейной поверхностью, один из разме
ров которых (толщина) во много раз
меньше двух остальных. Этим они отли-
чаются от стержней, у которых один из
размеров (длина) во много раз больше
двух остальных. Свойства оболочки как
строительной конструкции в значитель-
ной мере определяются геометрией ее
срединной поверхности. Две взаимно
перпендикулярные плоскости, прохо-
дящие через нормаль к поверхности
двоякой кривизны, оставляют на ней
след в виде двух кривых линий. Теория
поверхностей доказывает, что если кри-
визна К одной из них окажется макси-
мальной, то у другой она будет мини-
мальной, и наоборот. Эти две кривизны
называют главными, а соответствую-
щие им радиусы п = 1//<1 и г% —
= \/К?— главными радиусами кри-
визны
Средняя кривизна
н+ К2)/2=(1 /г> 4-1 /г2) /2.
Важной характеристикой поверх-
ности является гауссова кривизна:
Г=К,К2=1/(г1г2).
По этому признаку поверхности обо-
лочки делят на три класса: I — поло-
жительной (Г>0) гауссовой кривизны,
т. е. двояковыпуклые, синкластические
(сфера, эллипсоид, двуполостной гипер-
болоид); II — нулевой (Г = 0) гауссо-
вой кривизны — цилиндрические и ко-
нические поверхности; III—отрица-
тельной (Г<0) гауссовой кривизны,
т. е. выпукло-вогнутые, антикластичес-
кие (однополостные гиперболоиды, ги-
перболические параболоиды, коноиды).
Дальнейшая классификация оболо-
чек основывается на различии спосо-
бов образования их поверхностей (рис.
1.1). Оболочки, образуемые вращением
плоской кривой около оси, называются
оболочками вращения Оболочки, обра-
зованные поступательным движением
одной плоской кривой по другой (плос-
кости обеих кривых взаимно перпенди-
кулярны). называются оболочками пе-
реноса или трансляционными. Оболоч-
ки, образованные поступательным дви-
жением прямой по двум независимым
друг от друга направляющим линиям,
называются линейчатыми.
По конструктивному воплощению
оболочки делятся на тонкостенные
(сплошностенчатые) и сетчатые. Тон-
кими считаются оболочки, отвечающие
признаку Lmjn/200</<Lmin/8 (где
Lmin — наименьший размер оболочки в
плане; t — толщина оболочки.
Существуют также поверхности ком-
Гауссова
кривизна
Поверхности
вращения
Поверхности переноса
(трансляционные)
Линейчатые
поверхности
Нулевая
Г-О
Положи-
тельная
Г>0
Отрица-
тельная
Г<0
• Рис. 1.1. Поверхности тонкостенных и сетчатых пространственных конструкций:
/—цилиндр; 2—конус, 3—сфера; 4—параболоид; двухполостный гиперболоид; 5—эллипсоид; 6 однопо-
лостный гиперболоид; 7— плоскость, 8— гиперболический параболоид; 9— коиоид
бинированные (крестовые и сомкнутые
своды, сочетания гипаров и т. п.), а
также так называемые скульптурные,
т. е. не имеющие математического вы-
ражения формы.
К распорным конструкциям относят
такие, опорные устройства которых
исключают свободные перемещения
концов несущей системы под действием
нагрузки. В результате этого возникает
распор, создающий в конструкции про-
дольные усилия, существенно изменяю-
щие картину напряженного ее состоя-
ния. Распорные конструкции открывают
пути решения сложных, но интересных
с точки зрения архитектора инженер-
ных задач.
Опоры безраспорных конструкций
делают подвижными, исключающими
возможность возникновения распора.
Типичным примером безраспорных кон-
струкций может служить балка, рас-
порных — арка и гибкая нить.
Сплошные (сплошностенчатые)
конструкции весьма разнообразны. В
группе плоских — это сплошностенча-
тые балки, арки или рамы, в группе про-
странственных — оболочки всех видов,
включая тонкостенные, мембраны и
мягкие оболочки.
Сквозные (решетчатые, сетчатые)
конструкции состоят из стержней, сое-
диненных между собой в цельную плос-
кую или пространственную систему и
расположенных таким образом, что
стержни испытывают лишь продольные
усилия растяжения или сжатия. Су-
щественное преимущество сквозных
конструкций перед сплошными состоит
в возможности равномерного напряже-
ния всего сечения стержня сжимаю-
щими или растягивающими усилиями,
в то время как в. сплошных изгибаемых
конструкциях (например, в балках)
несущая способность материала ис-
пользуется не полностью. Лишь край-
ние слои сечения балки испытывают
максимальные напряжения. Чем даль-
ше от краев, тем меньше напряжения.
И у оси балки они падают до нуля. Рас-
пределяя этот же материал по высоте
сечения таким образом, чтобы он был
It)
Глава 1. Общая часть
сосредоточен в крайних слоях балки,
получают «идеальный двутавр»—сквоз-
ную балку, оба пояса которой напря-
жены до предела.
1.2. ИСТОРИЧЕСКАЯ СПРАВКА.
ВКЛАД РУССКИХ И СОВЕТСКИХ
ИНЖЕНЕРОВ И У ЧЕНЫХ В ТЕОРИЮ
И ПРАКТИКУ ИНЖЕНЕРНЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
Дерево, точнее древесина,— старей-
ший естественный строительный мате-
риал. Без особого преувеличения мож
но утверждать, что все первые кон-
струкции — сооружения и механиз-
мы — были деревянными: дома, мосты,
оборонительные сооружения, корабли,
самолеты. Наши предки, пользуясь по
сути дела одним лишь топором, созда-
вали непревзойденные образцы дере-
вянной архитектуры, подобных кото-
рым не было ни в одной стране.
Но если говорить о деревянных со-
оружениях как произведениях инженер-
ного искусства, то придется начать с
древнеримских мостов — легендарного
Сублиция через Тибр, мостов Юлия
Цезаря через Рейн (I в. до н. э.), ароч-
ного моста через Дунай (I в. н. э.), по-
строенного знаменитым Аполлодором.
Римляне строили деревянные мосты
пролетами до 40 м и перекрывали де-
ревянными стропилами пролеты до 30 м.
Известны балочные и арочные мосты
А. Палладио через реку Бренту и Чизмо-
не (XVI в.). Два грандиозных проекта
деревянных мостов XVIII в. опередили
свое время и остались неосуществлен-
ными: арочный мост пролетом 298 м
через Неву механика-самоучки И. П.
Кулибина (рис. 1.2) (1776) и балочный
мост пролетом 100 м через Рейн швей-
царского плотника И. У. Грубенманна
(1756—1758). Высочайшее в мире со-
оружение XVII в.— шпиль колокольни
церкви Св. Петра в Риге высотой
130 м — было возведено в 1666 г. риж-
ским мастером Р. Бинденшу.
В XVIII в. в России строят первые
инженерные сооружения из дерева:
башня Адмиралтейства (1738) высотой
72 м, сохранившаяся до наших дней
(рис. 1.3); шпиль колокольни Петропав-
ловского собора (1703—1710) высотой
Рис. 1.2. Проект моста пролетом 298 м через Неву’в Петербурге (И. П. Кулибин, 1776)
1.2. Историческая справка
II
118 м, сгоревший в 1772 г.; стропила
Михайловского манежа в Петербурге
(1798 1801) пролетом 38,6 м, прослу-
жившие 154 года, Колонного зала бла-
городного собрания пролетом 24,9 м в
Москве (1780) и др. Построенные в
1817 г. стропила Московского манежа
пролетом 44,8 м, представляющие собой
систему вписанных друг в друга шпрен-
гельных ферм, служат более 170 лет
(рис. 1.4).
В отличие от конструкций из более
новых по сравнению с древесиной ма-
териалов (металлы, железобетон, пла-
стмассы), развитие теоретических ос-
нов которых шло параллельно разви-
тию практики, теорию расчета деревян-
ных конструкций стали ра рабатывать
тогда, когда практика уже располагала
столетиями проверенными на опыте ре-
комендациями (наподобие знаменитой
плотницкой формулы: «сколько аршин
в пролете, столько вершков в балке»).
Интуиция старинных мастеров-самоу-
чек бывала поразительной. Проверка
современными методами расчета проек-
та моста Кулибина показала его осу-
ществимость и надежность. Переход от
эмпирики в области деревянных кон-
струкций к науке в России связан с
именем проф. Д. И. Журавского
(1821 —1891), автора известной форму-
лы (2.8) касательных напряжений при
изгибе. Он сделал существенный вклад
в теорию расчета составных балок и
ферм с крестовой решеткой (типа Гау—
Журавского), построил ряд деревянных
мостов на железной дороге Москва —
Петербург.
Разработку теории деревянных кон-
струкций продолжили в 20-х годах на-
Рис. 1.3. Конструкция Адмиралтейской башни
(шпиль по проекту И. К Коробова, 1705)
Рис. 1.4. Стропильные фермы покрытия манежа пролетом 44,8 м в Москве (А. А. Бетанкур, 1817)
I 4QHU / l JOuj/J < Ч0Г1 h
шего века в связи с появлением новых
конструктивных форм (сегментные фер-
мы, балки и рамы двутаврового сече-
ния с перекрестной стенкой, кружаль-
но-сетчатые своды, своды-оболочки и
др.) и новых типов соединений (метал-
лические кольцевые и зубчатые шпон-
ки, пластинчатые нагели, многогвозде-
вой забой и др.). К началу 30-х годов
в СССР сложилась своя школа дере-
вянных конструкций, в становлении ко-
торой большую роль сыграли профес-
сора Г. Г. Карлсен, Ю. М. Иванов и
В. Ф. Иванов.
До середины прошлого века дерево
было практически единственным уни-
версальным материалом массового при
менения для перекрытия больших про-
летов (мосты и стропила) и для возве-
дения высоких сооружений (колокольни
и шпили). Однако дерево постепенно
стало уступать главенствующую роль
железу (чугуну и стали) и к началу
XX в. было почти полностью вытеснено
им из сферы инженерных конструкций.
«Второе рождение» деревянных кон-
струкций пришлось на 20-е годы, когда
возник острый дефицит металла, истра-
ченного в основном на военные надоб-
ности и мало выплавляемого разрушен-
ной промышленностью. Очень показа-
тельно, что наибольшее развитие дере-
вянные конструкции получили в Герма-
нии и России — странах, наиболее ра-
зоренных первой мировой войной.
Достойны удивления построенные в
30-х годах 100-метровые тонкостенные
и ребристые своды-оболочки и градир-
ни на гвоздевых соединениях. Тогда же
повсеместно строили кружально-сет-
чатые своды, своды Шухова—Брода,
гиперболические шуховские башни, ку-
пола цирков (рис. 1.5) и железнодорож-
ные мосты пролетом до 45 м. Из дерева
проектировали такие сложные и сильно
напряженные конструкции, как ворота
судоходных шлюзов Беломорско-Бал-
тийского канала.
К деревянным конструкциям неодно-
кратно обращались снова в годы Вели
Рис. 1.5. Купол цирка пролетом 50 м в г. Иванове (Б. Лопатин, 1934)
1.2 Историчен ini с прав/а ’ 13
кой Отечественной войны, когда огром-
ные производственные площади эвакуи-
рованной на Восток промышленности
нуждались в ограждениях и покрытиях.
В послевоенные годы дерево во вто-
рой раз за свою историю было вытес-
нено железобетоном и сталью. Оба эти
материала удовлетворяли требованиям
заводского домостроения, тогда как де-
ревянные конструкции все еще остава-
лись на уровне построечного способа
изготовления. Поэтому в среде архитек-
торов и инженеров укоренилось отри-
цательное в целом отношение к древе-
сине как конструкционному материалу.
Отмечались его недостатки: непригод-
ность для заводского изготовления,
малая прочность, недолговечность, по-
жарная опасность.
Современные средства защиты дре-
весины от гниения (антисептики), воз-
горания (антипирены), обработка кото-
рыми часто объединяется в едином
технологическом цикле, позволяет га-
рантировать сохранность древесины от
гниения до 30 лет и относить деревян-
ные конструкции к категории огнестой-
ких (рис. 1.6). Последнему качеству
в значительной степени содействует
монолитность клееных пакетов, где от-
ношение площади поверхности, подвер-
женной действию открытого пламени,
к объему — минимальное. Таким обра-
зом, новый конструкционный мате-
Рис. 1.6. График потери несущей способности кон
струкций из разных матерйалов при «стандартном
пожаре»:
1— «время — температура»; 2, 3— деревянные стерж-
ни 5Х 10 см (3— растянутые. 2— изгибаемые); 4, 5—
то же, доскн 2,5X5 см, 6—конструкции из стали;
7— конструкции из алюминия
риал — облагороженная, клееная дре-
весина — приобретает качества: проч-
ности, индустриальности, долговечности
и огнестойкости.
В ряде случаев клееные деревянные
конструкции оказываются более эко-
номичными, чем железобетонные или
стальные. Сейчас у нас и за рубежом
они получили широкое распростране-
ние. Очень показателен тот факт, что
даже страны, не имеющие своей лесной
базы и импортирующие лес, в том числе
и из СССР (Англия, Франция, Бельгия,
Япония и др.), энергично расширяют
производство клееных конструкций.
Мишель Рагон в своей книге «Горо-
да будущего» отмечает, что современ-
ная технология обработки и химические
средства как бы вернули дереву моло-
дость. Для нашей страны — это «третье
рождение», если учесть стремительное
возрождение деревянных конструкций
в период между двумя мировыми вой-
нами.
Клееная древесина, имея красивый
и конструктивно выразительный вид,
часто является существенным, наро-
чито открытым элементом интерьера.
Если неуклюжие, нестроганые с торча-
щими головками болтов и шляпками
гвоздей фермы или двутавровые балки
приходится закрывать подвесным по-
толком или коробами, то строганые,
покрытые бесцветным лаком, гладкие
поверхности клееных конструкций, на-
оборот, открывают, подчеркивая конст-
рукцию и фактуру древесины.
Большинство современных клееных
деревянных конструкций носят призна-
ки участия архитектора, придавшего
этим стопроцентно индустриальным
конструкциям изящество и индивиду-
альные черты.
Металл (а именно железо)—пер-
вый искусственный материал в строи-
тельстве и архитектуре. Те металли-
ческие конструкции, которые можно
назвать инженерными, появились в
России в XVII в., когда полосы крично-
го железа научились сваривать «куз-
нечным способом». Более ранние при-
меры использования железа в строи-
14
Глава 1 Общая часть
тельстве сводятся к затяжкам камен-
ных сводов (например, в Успенском
соборе во Владимире, 1158), позже —
к «корзинкам» глав церквей (напри-
мер, купол колокольни Ивана Вели-
кого, 1603). Одной из первых несущих
металлических конструкций можно счи-
тать балочно-подкосное перекрытие
коридора в Покровском соборе (Васи-
лия Блаженного) в Москве (1555—
1560). Но в полной мере инженерной
конструкцией являются сохранившиеся
до сих пор стропила трапезной Троице-
Сергиевой лавры с немалым для того
времени (1686—1696) пролетом 18 м.
На чугун, который считался отходом
при выплавке железа, обратили внима-
ние позже. Балки перекрытия крыльца
Невьянской башни на Урале (1725)
были чугунными, но с «подстраховкой»
в виде железных полос в нижней, рас-
тянутой зоне. Это своего рода «внеш-
нее армирование» указывает на совер-
шенно правильную оценку слабого со-
противления чугуна растяжению.
Распространившийся в конце XVII в.
способ получения железа из чугуна
(пудлингование) не исключил чугун из
строительной практики полностью. В
конструкциях нередко комбинировали
оба металла. Ярким примером служит
купол Исаакиевского собора (1818—
1858), где 24 чугунных ребра образуют
двойной конический каркас, поддер-
живающий не только каменный бара-
бан, венчающий здание, но и желез-
ный каркас, несущий кровлю и испыты-
вающий сложное сопротивление, в том
числе и растяжение. Купол Исаакиев-
ского собора был проверен статическим
расчетом с использованием веревочных
многоугольников, который был выпол-
нен в 1823 г. тогда еще молодыми, а
впоследствии знаменитыми француз-
скими учеными Г. Ламе и Б. Клапей-
роном, приглашенных в 1820 г. в Рос-
сию в качестве профессоров Петербург-
ского института инженеров путей со-
общения.
Из чугуна в России было построено
несколько мостов (из них первый в
Царском Селе в 1874 г.). Напоминая
своими механическими свойствами
(высокая прочность на сжатие и ма-
лая на растяжение) камень, чугун
сначала унаследовал его конструктив-
ные черты и в мостах. Литые чугунные
ящики мало отличались своими фор-
мами. пропорциями и размерами от
каменных блоков. Мост через р. Мойку
в Петербурге из блоков-«ящиков», по-
строенный в 1806 г., служит до сих пор.
Наиболее значительным (и одним из по-
следних) был «один из лучших чугун-
ных мостов в мире» 13-пролетный Бла-
говещенский мост через Неву, постро-
енный выдающимся русским мостостро-
ителем С. В. Кербедзом в 1850 г. После
Великой Отечественной войны мост в
разобранном виде был перевезен в
г. Тверь, где он, перекрывая Волгу,
служит в общей сложности уже более
130 лет.
В начале XIX в. появились закле-
почные соединения, пудлингование к
концу века было вытеснено выплавкой
железа в мартеновских печах и кон-
верторах. Купол Казанского собора
(рис. 1.7) в Петербурге (1801 —1811)
был уже железным, но пока еще на бол-
тах и клиньях. Клепаные арки проле-
том 26 м были поставлены на судостро-
ительном заводе на Галерном острове
Невы в 1830 г. (рис. 1.8). Однако не-
доверие к конструкциям из металла еще
господствовало в технической политике
того времени. Многие видные инжене-
ры во главе с П. П. Базеном при рас-
смотрении проекта арочных стропиль-
ных ферм пролетом 30 м Александрий-
ского театра, выполненного К. И. Росси
совместно с М. Е. Кларком, усомни-
лись в их прочности, что заставило
Росси прибегнуть к последнему аргу-
менту: «...в случае, когда бы в упомя-
нутом здании от устройства металли-
ческой крыши произошло какое-либо
несчастье, то в пример для других
пусть тотчас же меня повесят на одной
из стропил». Несмотря на то что к тому
времени Ламе и Клапейрон уже умели
рассчитывать строительные конструк-
ции, этот аргумент оказался более вес-
ким, чем статический расчет. Фермы
1.2. Историческая справка
15
были установлены и исправно служат
по сей день.
Железные и железочугунные стро-
пильные конструкции использовали при
ремонте после пожара Зимнего дворца
в 1837 г. (рис. 1.9), для покрытия
Александровского дворца в Московс-
ком кремле (1838—1847) и в ряде дру-
гих «престижных» сооружений, к кото-
рым относится новый (после двух де-
ревянных) железный шпиль Петропав-
ловского собора, спроектированный
Д. И. Журавским и установленный
в 1858 г. К этому же периоду относится
созданная инж. Н. Набоковым ориги-
нальная конструкция комбинированно-
го перекрытия «керамический свод +
+гибкая нить» (рис. 1.10).
За рубежом появились здания с ме-
таллическим каркасом: библиотека
св. Женевьевы в Париже (арх. А. Ла-
Рис. 1.7. Купол из
ковкого железа Ка-
занского собора
(арх А. И. Ворони-
V,/
бруст, 1843), собранное за шесть меся-
цев «чудо инженерного искусства»—
Хрустальный дворец в лондонском
Гайд-парке (автор Дж. Пэкстон,
1951) и, наконец, 300-метровая Эйфе-
лева башня и «Галерея машин» про-
летом 115 м, продемонстрировавшие в
1889 г. новые возможности строитель-
ной техники и металлургии. В архитек-
туре появилась новая тема — металли-
ческие промышленные здания.
К концу XIX в. Россия сосредото-
чила усилия своей экономики, науки и
техники на развитии железнодорожной
сети и, в частности, на мостостроении.
Грандиозные задачи пересечения Невы,
Волги и великих сибирских рек способ-
ствовали становлению русской школы
мостостроения, основателями которой
были инженеры и профессора С. В Кер-
бедз (1810—1891), Н. А. Белелюбский
(1848—1922), Л. Д. Проскуряков
(1858—1926).
Проф. Ф. С. Ясинский (1858—1899)
известен не только как исследователь
явления продольного изгиба, но и как
строитель ряда новых типов больше-
пролетных металлических покрытий
промышленных зданий. Он же впервые
применил треугольные складчатые по-
крытия.
Неоценим вклад в развитие метал-
лических конструкций почетного акаде-
мика В. Г. Шухова (1853—1939).
Ему принадлежит приоритет создания
совершенно новых конструктивных
форм покрытий (рис. 1.11): сетчатых
двоякой кривизны (1898), висячих
(1896), сводов с веерообразным распо-
ложением затяжек в Торговых рядах
в Москве (1893). Знаменитые гипер-
болические шуховские башни исполь-
зовались как маяки, водонапорные
башни и даже как боевые башни воен-
ных кораблей. Ярким представителем
этой группы сооружений является по-
строенная в 1920 г. радиобашня высо-
той 148 м в Москве на Шаболовке.
В 30-е годы нашего века на смену
клепаным приходят сварные соедине-
ния. Электродуговая сварка—изобрете-
ние русских инженеров. Н. Н. Бенардос
||
Г. !<!<.<□ i -itiClb
в 1882 г. разработал метод сварки с
угольным электродом, в 1890 г. Н. Г.
Славянов, заменив угольный электрод
стальным, усовершенствовал технику
сварки, оставшейся в принципе неиз-
менной до настоящего времени, когда
сварка стала основным видом соедине-
ния металлических конструкций (до
р
13,00
Рис. 1.8. Клепаная сквозная арка над эллингом судостроительного завода в Петербурге (1830)
Рис. 1.9. Перекрытие зала Зимнего дворца (В. П. Стасов, М. Е. Кларк)
12. Иегоричетта-ч тпраика 1
Рис. 1.10 Комбинированная система гибкая нить, поддерживающая керамический армирован
ный свод (Н. Набоков, Петербург, 1841)
95 % в промышленном строительстве)
Общий объем стали, расходуемой на
строительство в СССР, составляет око-
ло 6 млн. т в год.
Основателем советской школы ме-
таллических конструкций считается
Н. С. Стрелецкий (1885 1967). Он
разработал основные критерии оценки
их прочности и надежности, получив-
шие выражение в создании методики
расчета по предельным состояниям.
Алюминий* как материал инженер-
ных металлических конструкций был
впервые применен в 1933 г. при рекон-
струкции проезжей части городского
моста в Питтсбурге, США. Но уже в
1951 г. в Лондоне было возведено круп-
ное сооружение из алюминия — 109-
метровый купол выставочного павиль-
она. В наши дни алюминиевые купола
широко распространены, причем основ-
ная конструктивная их форма - комби
нация стержневой решетки с включен-
ным в работу многогранным листовым
ограждением — позволила сократить
его массу в несколько раз. С 60-х годов
в СССР начинается использование
алюминия в несущих конструкциях:
сварные фермы спортивного зала в
Москве (1966), сварной пешеходный
мост пролетом 27,6 м в Ленинграде
(1968) и др.
Металлические конструкции вошли
в архитектуру в середине прошлого
столетия, наследуя на первых порах
формы каменных и деревянных кон-
* Здесь и в дальнейшем термин «алюминий»
следует понимать как «алюминиевый сплав».
струкций, вплоть до выполнения в чу-
гунном литье классических ордеров. Те-
ма собственно металлической архитек-
туры прозвучала впервые в выставоч
ных сооружениях, а к началу века ста-
ла основным мотивом промышленной
архитектуры.
В настоящее время сталь успешно
соперничает с железобетоном в тех
областях, где снижение массы играет
важную роль (а стальные конструкции
легче железобетонных в 5..8 раз)
Это — конструкции больших пролетов,
где доля собственного веса в суммар-
ной нагрузке особенно велика, а также
конструкции, доставляемые к месту
монтажа на большие расстояния. В по-
следнем случае выбор может быть сде-
лан в пользу алюминиевых конструк-
ций, которые легче стальных примерно
в 2 раза.
Тенденции совершенствования ме-
таллических конструкций включают
применение эффективных профилей
проката, новых типов профилирован-
ных настилов, пространственных струк-
турных покрытий и других конструкций
комплектной поставки. Предполага-
ется, что широкое применение сталей
повышенной и высокой прочности, эко-
номичных прокатных и гнутых профи
лей обеспечит экономию металла до
15...20 %, снижение трудоемкости на
20...30 % и приведенных затрат на
15...25 %.
Железобетон — сравнительно но-
вый строительный материал. Если не
считать первые опыты французов
И. Ламбо, Ф. Куанье и Ж. Монье,
18 Глава 1. Общая часть
сделавших первый лодки (1849), а по-
следний цветочные кадки (1867) в виде
обмазанных цементным раствором про-
волочных каркасов, то ему совсем не
давно исполнилось только 100 лет. Пер-
выми строительными конструкциями из
железобетона были плоские плиты, сте-
ны и после серии экспериментов за ру-
бежом и в России — балки.
Первым практическим претворением
в России идеи железобетона, который
демонстрировали на Парижской вы-
ставке 1855 г., были сооружения артил-
лерийского городка в Батуме (инж.
Д. Ф. Жаринцев, 1879). В 80-х годах
был построен ряд железобетонных кон-
струкций и сооружений: сводчатые по-
крытия, резервуары с куполами и др.
К тому времени уже функционировал
основанный в 1856 г. около г. Гроздец
первый в России завод портландцемен-
та. В 1904 г. в Николаеве был построен
первый в мире железобетонный 36-
метровый маяк (рис. 1.12). В 1909 г.
проф. А. Ф. Лолейт применил изобре-
тенное им безбалочное железобетонное
перекрытие при строительстве Егорь-
евской бумагопрядильной фабрики и
трамвайного депо в Москве. Он же по-
строил переходные мостики в уже упо-
Рис. 1.11. Конструкции В. Г Шухова:
а — башни маяка (гиперболоид) в Николаеве; б—г -павильоны висячей конструкции на Нижегород-
ской выставке (1896). круглый диаметром 68 (б); прямоугольный 30x79 м («); овальный 51X98 м (г);
д висячее покрытие шлам-бассейна в Еманжелннске; е сетчатая пяти пролетная оболочка двоякой
кривизны над цехом завода в г. Выкса (1898); ж деревянный трехсчойный дощатый свод (Нижний
Новгород. 1896)
I тиаи I Огщая чип
Рис 1.12 Железобетонный мияк в Никопаеве
(Н. Пятницкий и Л. Барышников нрн экспертизе
Н. Белелюбского 1904)
минавшихся Торговых рядах в 1892 г.
Так, в здании ГУМа встретились, рас-
полагаясь одна над другой, две нова-
торские конструкции двух выдающихся
русских инженеров железобетонные
мостики Лолейта и железные своды
Шухова В другой раз их создания ста-
ли рядом на Нижегородской выставке
в 1896 г., где Лолейт соорудил 45 мет-
ровый железобетонный арочный мост,
а Шухов — четыре павильона с покры-
тиями еще невиданной висячей кон-
струкции из стальных полос.
К концу XIX и началу XX в. исполь-
зование железобетона в России стало
массовым, особенно интенсивным в
мостостроении.
Теоретические основы железобетона
разрабатывали во Франции А. Конси-
дер и Ф. Гепнебик, в Германии —
М. Кенен и Э. Мёрш. Развитию отече-
ственной науки о железобетоне и его
популяризации как перспективного
строительного материала способство-
вали публичные испытания проф. Н А.
Белелюбского в Петербурге (1891) и
инж. А. С. Кудашева в Киеве (1898—
1899).
Теория железобетона — материала
сложного, состоящего из двух компо-
нентов, отличающихся не только физи-
ко-механическими показателями (проч-
ность, упругость, пластичность и т. п.),
но и своей природой — не могла пол-
ностью базироваться на науке об одно-
родных материалах и ее проблемы при-
влекали внимание исследователей в ря-
де стран. На первых порах дискуссион-
ными были вопросы о правильном раз-
мещении арматуры, о сцеплении ее с
бетоном, о коррозии железа в бетоне.
Их решали экспериментальным путем,
подводя затем теоретическую базу.
Неуверенность в новом материале по-
рождали трещины, возникавшие в бето-
не при нагрузках, еще далеких от раз-
рушающих. Приходилось доказывать
их безопасность. Эти трещины стали
особенно заметными при дальнейшем
развитии железобетона, когда очередь
дошла до высокопрочной арматуры.
Кризис был разрешен реализацией идеи
предварительного напряжения бетона
в 1928 1929 гг. во Франции (Э. Фрейс-
сине) и в 1930 г. в СССР (В. В. Михай-
лов) .
Применение железобетона в боль-
ших объемах в нашей стране связано
с гидротехническим строительством:
Вопховская ГЭС (1921 1926), Днепро-
гэс (1927—1932) и др. В больших мас-
штабах строительство из железобетона
велось в предвоенные годы при возве-
дении промышленных и гражданских
зданий. Послевоенный период отлича-
ется широким внедрением сборного
1.3. Проектирование инженерных конструкций
VI
железобетона (12 % общего объема
выпуска в 1954 г., а в 1985 г. уже около
60%). Предварительно напряженный
сборный железобетон впервые в мире
появился в нашей стране.
Железобетон является основным
материалом современного строитель-
ства.
Железобетон оказывает заметное
влияние на архитектуру. Нередки вы-
сказывания, что современная архитек-
тура — в основном архитектура желе-
зобетона. Она давно отошла от подра-
жания каменным или деревянным кон
струкциям и обрела свои собственные
черты, порожденные такими уникальны-
ми свойствами железобетона, как пла-
стика форм и монументальность, соче-
тающаяся с изяществом.
В наши дни массовым и основным
материалом инженерных конструкций
является сборный железобетон из бе-
тонов класса В40 и в некоторых слу-
чаях В50. Предполагают, что переход
на более высокие классы (В60 и В80)
тяжелых и (ВЗО и В40) легких позво-
лит снизить массу конструкций на
30...40 %, а стоимость строительства на
10... 15 %. Преодоление известного про-
тиворечия «эстетика — стандарт» меж-
ду ограниченностью форм сборного
железобетона и стремлением архитек-
туры к разнообразию идет двумя пу-
тями: расширение номенклатуры ката-
логов изделий и использование моно-
литного бетона.
В значительной мере архитектуру и
инженерное искусство обогатил «вто-
рично рожденный» армоцемент (как
равномерно насыщенная проволочной
сеткой песчано-цементная смесь, он
был основой лодок Ламбо и кадок
Монье). Ряд изумительных по смело-
сти и красоте армоцементных соору-
жений был возведен по проектам вы-
дающегося итальянского инженера
П-Л. Нерви и его последователей.
Пластмассы (полимерные материа-
лы) - самый молодой строительный
материал. На первых порах своего про-
никновения в область строительства они
привлекали внимание только такими
специфическими свойствами, как свето-
и радиопрозрачность (световые фона-
ри, обтекатели радаров и т. п.). Затем
быстро развивающаяся промышлен-
ность полимеров позволила расширить
область их применения до уровня со-
перничества- с традиционными строи-
тельными материалами. Однако, не-
смотря на ряд уникальных свойств
(заданные физико-механические пока-
затели, почти неограниченные возмож-
ности формообразования, легкость,
окрашиваемость в массе в любые цве-
та и др.), они как материал инженер-
ных конструкций широкого применения
еще не нашли. Этому препятствуют
высокая стоимость и сравнительная не-
долговечность пластмасс.
Особую группу конструкций из по-
лимерных материалов составляют мяг-
кие оболочки — пневматические соору-
жения и тентовые покрытия. Архитекту-
ра зданий и сооружений из мягких обо-
лочек своеобразна и резко отличается
от традиционной архитектуры. Ее ос-
новной тектонический мотив невесо-
мость — находит яркое выражение в
проектах общественных сооружений
выставочных павильонов, крытых ста-
дионов, зрелищных и торговых зданий.
1.3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ
ИНЖЕНЕРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Проектирование инженерных кон-
струкций включает в себя их расчет
и конструирование. Конечным продук-
том проектирования являются чертежи,
по которым на предприятиях строи-
тельной промышленности или непосред-
ственно на строительно-монтажной
площадке изготовляют и монтируют
несущие конструкции зданий и соору-
жений. Поскольку прочность, устойчи-
вость и деформативность инженерных
конструкций должны быть проверены,
обоснованы и доказаны, конструирова-
нию должно предшествовать выполне
ние статических, а если нужно и дина-
мических расчетов. Проект должен от
вечать требованиям экономики, техно-
22 Глава 1. Общач ча, i
логии, учитывать местные условия и
удовлетворять ряду дополнительных и
специальных условий, обычно оговари-
ваемых в задании на проектирование.
Выполняя расчет, проектировщик
подвергает математическому анализу
работу конструкции. Доказательство
способности конструкции противосто-
ять определенное время и с опреде-
ленной степенью надежности нагрузкам
и воздействиям и составляет суть ее
статического расчета.
С течением времени наука о строи-
тельных конструкциях разработала три
основных метода их расчета: по допус-
каемым напряжениям, по разрушаю-
щим усилиям и по предельным состоя-
ниям. Каждый из них представлял со-
бой развитие предыдущего. Расчет по
предельным состояниям — результат
работы советских исследователей Н. С.
Стрелецкого, А. А. Гвоздева, Ю. М.
Иванова, Л. М. Онищика и др.—
принят в СССР с 1955 г. и получил при-
знание в ряде других стран. Он позво-
ляет раздельно учитывать изменчи-
вость ряда факторов, влияющих на
прочность, устойчивость и деформации
рассчитываемых конструкций.
Предельным называется такое со-
Рис, I 13. Предельные состояния фермы:
а, б—первой группы (по несущей способности):
разрушение нижнего пояса (а), потеря устойчивости
верхнего пояса (б); в второй группы (по непригод-
ности к эксплуатации) недопустимый прогиб
стояние конструкции, когда она пере-
стает выполнять свои функции (рис.
1.13). Нормы проектирования разли-
чают две группы предельных состоя-
ний: 1-я — по потере несущей способ-
ности и (или) полной непригодности к
эксплуатации; 2-я — по затруднению
(непригодности) к нормальной эксплу-
атации.
В самом общем виде условие для
1-й группы предельных состояний вы-
ражает формула
Рса1<Ф, (1.1)
где Fcai — наибольшее возможное рас-
четное силовое воздействие (продоль-
ные или поперечные силы, изгибающий
момент и т. п.), вызываемое в конструк-
ции невыгоднейшей комбинацией на-
грузок и воздействий с учетом воз-
можных перегрузок; Ф — наименьшая
возможная величина несущей способ-
ности конструкции, как функции ее гео-
метрии, прочности материала, надежно-
сти и условий работы.
Условие для 2-й группы предельных
состояний
А<[А], (1-2)
где А — обратимые деформации (про-
гибов, перемещений, раскрытия трещин
и т. п.); [А] — соответствующие вели-
чины предельных деформаций, установ-
ленные нормами проектирования.
Расчет по 1-й группе предельных
состояний обязателен, по 2-й группе вы-
полняется в тех случаях, когда имеются
сомнения в том, что недопустимые де-
формации возникнут раньше, чем кон-
струкция достигнет 1-го предельного
состояния. При этом в расчет по 1-й
группе предельных состояний ведут по
расчетным нагрузкам, а по 2-й группе —
по нормативным. Этим подчеркивается
меньшая опасность для конструкций
деформаций по сравнению с потерей
несущей способности.
Методика различает нормативные и
расчетные величины как нагрузок и
воздействий, так и сопротивлений ма-
териалов конструкции.
Расчетное сопротивление равно
VH рк 2
R = RnVc/ymyn, (1.3)
где Rn — нормативное сопротивление;
ус — коэффициент условий работы;
ут — коэффициент надежности по ма-
териалу; уп — коэффициент надежно-
сти по назначению.
Расчетная нагрузка
Я = ЯпУь (1-4)
где qn — нормативная нагрузка; у/—
коэффициент надежности по нагрузке.
В окончательном виде условие (1.1)
с учетом (1.3) и (1.4) можно записать
в следующем виде:
Рса^РпУ^Ф^А, R, ус/утуп), (1.5)
где Fn — нормативные нагрузки; А —
геометрическая характеристика сече-
ния.
Коэффициент условий работы ус
учитывает особенности действия на-
грузки (длительность, повторяемость),
влияние среды (температура, влаж-
ность), форму и размеры сечений кон-
структивных элементов и другие внеш-
ние факторы, которые не находят отра-
жения в расчете. Величины ус приведе-
ны в нормах проектирования конструк-
ций из соответствующих материалов.
Коэффициент надежности по мате-
риалу ут отражает постоянство пока-
зателей механической прочности данно-
го материала. Чем они стабильнее, тем
ближе к единице значение ут-
Коэффициент надежности по назна-
чению уп зависит от класса ответствен-
ности здания или сооружения, от раз-
меров материального или социального
ущерба при их разрушении Установле-
ны три класса: 1 (уя= 1)— главные
корпуса ТЭС, АЭС, телевизионные баш-
ни, промышленные трубы высотой более
200 м, резервуары горючего емкостью
более 10 тыс. м3, спортивные сооруже-
ния с трибунами, зрелищные помеще-
ния, музеи, детские учреждения, учеб-
ные заведения и т. и.; II (ул=0,95) —
здания и сооружения промышленного и
гражданского назначения, не входя-
щие в классы I и III; III (у„ = 0,9) —
склады, одноэтажные жилые дома, вре-
менные здания и сооружения (см.
СНиП 2.01.07—85).
Коэффициент надежности по на-
грузке yf учитывает возможность слу-
чайного отклонения ее величины от
нормативных значений в неблагоприят-
ную сторону.
Нагрузки и воздействия на строи-
тельные конструкции нормируются
СНиП 2.01.07—85. Нагрузки в зависи-
мости от продолжительности их дейст-
вия делят на постоянные и временные
(длительные, кратковременные и осо-
бые). К постоянным относят нагрузки
главным образом от собственного веса,
к длительным — от веса стационарного
оборудования, складского имущества,
к кратковременным — снеговые и
ветровые нагрузки, вес людей, к
особым — сейсмические, взрывные
и т. п.
Расчеты ведут на наиболее небла-
гоприятное для работы конструкции со-
четание нагрузок. Основное сочетание
состоит из постоянных, длительных и
кратковременных нагрузок; в особом
сочетании участвует кроме названных
одна из особых нагрузок. Для сочета-
ний, включающих постоянные и две или
более временные нагрузки, вводится,
согласно СНиП 2.01.07—85, п. 1.12,
коэффициент сочетаний ф.
Исчисление собственного веса не-
сущих конструкций усложнено тем, что
выполнить его точно можно лишь на
основе готового проекта, поэтому соб-
ственным весом несущей конструкции
приходится задаваться до выполнения
их расчета, основываясь либо на реко-
мендациях эмпирических формул [на-
пример, (5.2)], имеющихся для неко-
торых видов конструкций, либо на дан-
ных опыта строительства аналогичных
объектов (см табл. 5.5).
Коэффициенты надежности по на-
грузке у, при подсчете собственного
веса принимаются: для конструкций
бетонных, железобетонных, каменных,
металлических и деревянных yf=l,l;
для изоляционных и выравнивающих
слоев (рулонные материалы, засыпки,
стяжки и т. п.), выполненных в завод-
I' i,i'i . I Обща , -icii
ских условиях, у/~ 1,2. иг строительной
площадке y;~ 1,3
Временные нормативные нагрузки
qn на перекрытия принимают согласно
табл 3 СНиП 2.01 07 85. Для ориен-
тировки ниже приводятся некоторые
данные (табл. 1.2)
Таблица 1.2 Нормативные значения нагрузок
на междуэтажные перекрытия
Назначение помещения q, к[1а
За 1Ы ожидания 'спортив- ные, выставочные, собраний, зрительные торговые * 1,2
< лужебные помещения, ка- бинеты. лаборатории 2 1,2
Квартиры жилых зданий, больничные палаты 1,5 1.3
Чердачные помещения (кроме оборудования) 0,7 1,3
Примечание Коэффициенты надежности
при полном нормативном значении нагрузки:
менее 2 кПа у, = 1,3: бол₽е 2 кПа у, - 1.2.
Полное нормативное значение снего-
вой нагрузки на горизонтальную проек-
цию покрытия
$ = .Х()Ц., (1.6)
где 5о — нормативное тпаченир веса
снегового покрова на 1 м2 (табл. 1.3);
р коэффициент перехода к снеговой
нагрузке на покрытие, принимаемой со-
гласно СНиП 2.01.07 85, п. 5.5 (см.
приложение 1).
Таблица 1.3. Вес снегового покрова иа территории
СССР
Снеговые районы СССР по карте 1 СНиП 2.01 07 83 1 II II IV V VI
Sn, кНа 0j 0,7 1.0 1.5 20 2,5
Коэффициент надежности у/ для сне-
говой нагрузки равен 1,4. Если отноше-
ние нагрузки от веса покрытия к sn
менее 0,8, то у, = 1,6.
Нормативное значение ветровой на-
грузки w на высоте ~ над поверхностью
земли принимается равным
w — w,)kC, (1-7)
где Wo — нормативное значение ветро-
вого давления (табл. 1.4); k — коэф-
фициент, учитывающий изменение вет-
рового давления по высоте согласно
п. 6.5 СНиП 2.01.07- -85; С аэродина-
мический коэффициент, зависящий от
формы сооружения и принимаемый со-
гласно п. 6. СНиП 2.01.07—85 (табл.
1.5).
Аэродинамические коэффициенты
для вертикальных поверхностей прини-
маются равными: с наветренной сторо-
ны + 0,8, с подветренной 0,6. Аэроди-
намические коэффициенты. С для наи-
более распространенных профилей зда-
ний приведены в приложении 2. Указа-
ния по определению коэффициентов С
для более сложных профилей зданий и
сооружений даны в СНиП 2.01.07—85,
приложение 4. Вогнутые поверхности
висячих покрытий порождают сложную
аэродинамическую картину распреде-
ления ветрового давленя.
Расчет инженерных конструкций
обычно проходит три этапа: сбор нагру-
зок. определение усилий в элементах,
подбор сечений с проверкой прочности,
устойчивости и деформаций конструк-
ции.
Сбор нагрузок — это процедура сум-
мирования всех силовых воздействий на
рассчитываемую конструкцию. Приме-
нительно к расчетной схеме последней
нагрузка может быть представлена в
виде поверхностной (кН/м2 или кПа),
линейной (кН/м) или сосредоточенной
(кН).
К поверхностным (точнее, распреде-
ленным по площади) нагрузкам отно-
сится вес снегового покрова, собствен-
ный вес ограждающих и сплошностен-
Габ,,ица / 4. Скоростные капоры ветра на территории СССР
Ветровые районы СССР по карте 3 СНиП 2.01 07 85 1а 1 II III IV V V! VII
кПа 0.17 0,23 0.30 0.38 0.48 0 60 0.73 0,85
1.3. Проактирование инженерных '.онс, рукци
Таблица 1.5 Коэффициенты изменения ветровок давления по высоте
(выдержки из табл. 6 СНиП 2.01.07—85)
Тип местности Высота над поверхностью земли, м
10 20 40 60 100 200 350
Открытая (степи, побережья) 1,00 1,25 1,50 1,70 2,00 2,45 2.75
Города, лесные массивы 0,65 0,85 1.10 1,30 1,60 2.10 2,75
чатых несущих конструкций, эксплуата-
ционные (так называемые полезные)
нагрузки на покрытия, давление газов
(в том числе воздуха — ветровое),
жидкостей или сыпучих тел и т. п.
Некоторые из этих нагрузок (снеговая)
отнесены к горизонтальной плоскости,
другие (вес кровли)— к единице пло
щади поверхности покрытия, третьи
(давление ветра) направлены по норма-
ли к воспринимающей нагрузку поверх-
ности. Суммирование таких разнона-
правленных нагрузок требует приведе-
ния их к «единому знаменателю», ка-
ковым в данном случае служит единица
перекрываемой (или ограждаемой)
площади. Например, если рассчиты-
вают покрытие, то нагрузку от веса на-
клонной кровли с углом ската а умно-
жают на 1/cosa, а сводчатой кровли -
на 1 + 8f2/(3/2) (где f — стрела нодьема
свода). Пространственные конструкции
(оболочки, пластины, мембраны, сетки)
рассчитывают на действие поверхност-
ных нагрузок.
Для конструкций, в расчетных схе-
мах которых действуют линейные или
сосредоточенные нагрузки, поверхност-
ные нагрузки должны быть соответст-
венно пересчитаны. Для этого исполь-
зуют понятие «грузовая площадь», оз-
начающее геометрическую площадь,
приходящуюся на всю рассчитываемую
конструкцию или на се узел. Например,
грузовая площадь А, приходящаяся на
один узел стержневой конструкции
(фермы), равна шагу ферм В, умно-
женному на горизонтальное расстояние
b между узлами (рис. 1.14). Нагрузки
на узел: от снега Р = от веса кров-
ли G —gA/сона.
Определение усилий — наиболее
сложная часть расчетной процедуры
(иногда ее называют статическим рас-
четом) — выполняется методами строи-
тельной механики, из многообразия
которых выбирают наиболее соответст-
вующие заданному уровню решения
расчетной задачи. Современное состоя-
ние теории сооружений как точной на-
уки позволяет решать практически лю-
бую задачу определения усилий, дейст-
вующих в самых сложных конструк-
тивных системах. Для этого при необ-
ходимости привлекается мощный аппа-
рат электронной вычислительной тех-
ники. Однако существуют и достаточно
точные инженерные методы определе-
ния усилий, не связанные с использо-
ванием машинной математики как един-
ственным средством решения задачи.
И наконец, известны не очень точные,
основанные на ряде допущений, при-
ближенные методы, позволяющие в те-
чение короткого времени, используя в
качестве вычислительных инструментов
микрокалькулятор, получить достаточ-
но правильные численные данные о ве-
личинах усилий, которые развиваются
в данной конструкции при действии
нагрузок. Достоинство так называемо-
го «ручного счета» состоит в наглядном
прослеживании физической картины
работы конструкции, что позволяет со-
знательно выбрать тот или иной вари-
ант из многих сравниваемых. На ста-
дии выбора конструктивного решения
(а с ним архитектор сталкивается, как
правило, раньше, чем инженер) ста-
дии так называемого вариантного про-
ектирования — использование прибли-
женных методов признается целесооб-
разным. Именно эги методы и положе-
ны в основу той части данного учеб-
ника (гл. 5 10), где по мере ознаком-
ления с каждым конкретным видом
инженерной конструкции даются при-
ближенные методы расчета, а порой
26 Главе I Опщ,'а. u.
Рис. 1.14. Грузовые пло-
щади и соответствующие
им эпюры нагрузок для
линейных несущих конст-
рукций (например, балок,
арок и др.) при их рас-
положении:
а — параллельном; б — про-
извольном; в— радиальном;
г — для узла стропильной
фермы грузовая площадь
(A = Bb) Qi— нагрузка на
I м 2; /— прогоны; 2—
фермы
просто пути подхода к решению задачи
определения действующих в ней усилий.
Это отнюдь не исключает дальнейших
расчетов, доводимых до нужной степени
точности, выполнение которых нахо-
дится в компетенции специалистов —
расчетчиков.
Подбор сечений, равно как и после-
дующие проверки прочности, устойчи-
вости и деформации (перемещений)
конструкции, является заключительным
этапом расчета (иногда его называют
конструктивным расчетом). Основные
приемы решения этих задач, специфич-
ные для каждого конструктивного мате-
риала (металлов, древесины, железо-
бетона), изложены в гл. 2—4. Частные
случаи подбора сечений, связанные с
особенностями более сложных конст-
рукций, рассматриваются в последую-
щих главах.
Следует заметить, что формулы для
прямого и непосредственного подбора
сечений существуют только для про-
стых случаев (центрального растяже-
ния или изгиба). Гораздо чаще при-
ходится идти путем предварительного
их назначения с последующей провер-
I/pue^'i ирование инженерных конструкций
кой прочности, устойчивости и, если
нужно, деформаций. Успеху этого пути
в значительной мере способствует со-
поставление с ранее выполненными и
успешно реализованными проектами и,
естественно, некоторый опыт. Кроме
того, существует много эмпирических
формул предварительного подбора се-
чений рассчитываемых элементов. На
значение этих формул — сокращение
числа последовательных приближений
к удачному конечному решению, но
отнюдь не получение окончательного
ответа на поставленную задачу.
Найденное таким образом сечение
рассчитываемого элемента рассматри-
вается как первое приближение и под-
лежит всесторонним проверкам, в ре-
зультате которых вносятся необходи-
мые коррективы и проверки повторя-
ются до тех пор, пока не будут удовле-
творены в должной мере условия (1.1)
и (1.2) предельных состояний.
Идеально спроектированная инже
нерная конструкция должна удовлетво-
рять очень многим и порой противоре-
чивым требованиям, одновременное и
полное удовлетворение которых в од-
ном сооружении или конструкции не-
возможно. Проектирование ведут, стре-
мясь к достижению трех главных по-
казателей: экономии материалов, по-
вышения производительности труда при
изготовлении конструкции, снижения
трудоемкости и сроков монтажа. Все
они в конечном счете определяют стои-
мость конструкции. Тем не менее, учи-
тывая назначение проектируемой кон-
струкции и конкретные условия, из трех
перечисленных выделяют один приори-
тетный показатель, который и считает-
ся руководящим принципом проектиро-
вания. Им может быть достижение
наименьшей массы, наименьших трудо
затрат при изготовлении, условий ско-
ростного монтажа и т. п
Во всех случаях стремятся к тому,
чтобы основные этапы создания кон-
струкций были перенесены на индустри-
ализированное предприятие, а работы
на строительной площадке, в особен-
ности так называемые «мокрые» про-
цессы, были сведены к минимуму.
Приступая к проектированию объек-
та, где инженерные конструкции в той
или иной степени влияют на его образ
(а в некоторых случаях и определяют
его), архитектору приходится решать
задачу выбора конструкции и мате-
риала, из которого она выполняется.
Поиск архитектурных форм происходит
одновременно с поиском конструктив-
ных форм. Этот поиск носит характер
вариантного проектирования с пред-
варительным и ориентировочным анали-
зом экономической эффективности и вы-
бором материала.
Общие тенденции совершенствова-
ния инженерных конструкций сводятся
к следующим: изыскание новых эффек-
тивных конструктивных решений; пере-
ход к материалам повышенной и высо-
кой прочности; внедрение в практику
пространственных конструкций; ис-
пользование принципа предваритель-
ного напряжения (т. е. заблаговремен-
ного создания в конструкции напря-
жений обратного знака по отношению
к тем, которые возникают при действии
расчетных нагрузок); применение рас-
тянутых несущих конструкций (гибкие
нити, ванты, мембраны); включение
ограждающих конструкций в состав
несущих; использование оптимальных
комбинаций материалов (металлодере-
вянных, сталежелезобетонных, тенто-
вантовых и др.).
ГЛАВА 2
ОСНОВЫ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
2.1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
В современной практике строитель-
ства металлические стальные и алюми-
ниевые конструкции находят самое ши-
рокое применение.
Основной областью применения
стальных конструкций, т. е. областью,
в которой достигается наибольший эф-
фект от их применения, являются кар-
касы одноэтажных промышленных зда-
ний металлургических и машинострои-
тельных заводов, требующих примене-
ния мостовых кранов грузоподъемно-
стью более 20 т, многоэтажных произ-
водственных зданий с расчетными на-
грузками на междуэтажное перекры-
тие более 10 кПа и высотные граждан-
ские здания с количеством этажей бо-
лее 20.
Новой областью применения сталь-
ных конструкций для стационарных
промышленных зданий является строи-
тельство зданий и сооружений комп-
лектной поставки, получившей в нашей
стране название — легкие здания.
Кроме того, традиционными обла-
стями применения стальных конструк-
ций являются сборно-разборные здания
и сооружения и здания и сооружения,
строящиеся в труднодоступных райо-
нах, а также в районах, подвержен-
ных сейсмическим воздействиям. В по-
следних использование стальных кон-
струкций объясняется главным образом
их малой собственной массой.
Специальной областью применения
металлических конструкций является
широкое использование их в сооруже-
ниях специального назначения — бун-
керах, резервуарах, газгольдерах, про-
мышленных этажерках, башнях и мач-
тах, железнодорожных и автодорожных
мостах и т п.
Алюминиевые конструкции благода-
ря их высокой коррозионной стойкости
и повышенной стойкости работы в усло-
виях низких температур имеют допол-
нительные области применения в здани-
ях и сооружениях с агрессивной сре-
дой и значительными низкими темпе-
ратурами.
Высокая эффективность применения
металлических конструкций достигает-
ся также при использовании их в ка-
честве несущих конструкций покрытий
большепролетных зданий и сооружений
с пролетами более 40 м гражданского
(спортивные сооружения, выставочные
павильоны, крытые рынки и т. п.) и
промышленного (ангары, доки, эллин-
ги и т. п.) назначения.
Общими достоинствами стальных и
алюминиевых конструкций являются
их высокая прочность и способность
воспринимать большие усилия при от-
носительной легкости. Так, стальные
конструкции легче деревянных в 1,5...2
раза, железобетонных— в 8... 12. Алю-
миниевые конструкции легче стальных
в 2...2,5 раза. Важнейшим достоинст-
вом металлических конструкций по
сравнению с конструкциями из других
материалов является надежность в экс-
плуатации, обеспечиваемая стабильно-
стью упругих характеристик материала
и их высокой однородностью, харак-
теризуемой величиной К=0,9...0,95.
Высокая плотность металла обеспе-
чивает водогазонепроницаемость, ко-
торая в соединениях достигается с по-
мощью сварки.
Металлические конструкции отли-
чаются высокой степенью индустриаль-
ности изготовления и. монтажа. Важ-
ными факторами индустриальности из-
готовления являются специализация за-
водов изготовителей, оснащенных авто-
матизированным и механизированным
оборудованием, и использование гото-
вого металлургического проката в виде
профилей различной формы и широкой
2 I. Об ласть применена.'!
номенклатуры, а также внедрение в
практику строительства поточных мето-
дов монтажа крупноблочных конструк-
ций.
К достоинствам конструкций из
алюминиевых сплавов дополнительно
следует отнести малую плотность р =
= 2700 кг/м3 против 7850 кг/м3 для
стали; высокую стойкость против кор-
розии; отсутствие искр при ударе; повы-
шенную надежность в эксплуатации
при низких температурах и возмож-
ность простого прессования профилей
произвольной формы.
К основным недостаткам стальных
конструкций относят подверженность
их коррозии, требующей защиты лако-
красочными покрытиями, а в агрессив-
ной среде цинкованием или алюмини-
рованием, что приводит к удорожанию
конструкций. Повышение коррозийной
стойкости стали достигается также
включением в ее состав различных ле-
гирующих элементов, что также приво-
дит к ее удорожанию. К. недостаткам
стальных и алюминиевых конструкций
относят’ их малую огнестойкость. Сталь
при 500 °C теряет несущую способ-
ность, а при 600 °C переходит в пласти-
ческое состояние. У алюминиевых спла-
вов переход в пластическое состояние
происходит при температуре 300 °C.
Характерными недостатками кон
струкций из алюминиевых сплавов яв
ляется их большая деформативность,
так как модуль упругости алюминиевых
сплавов (Е=7,1 104 МПа) в 3 раза
меньше модуля упругости стали (Е =
= 2,06 1 05 МПа).
Важнейшим недостатком конструк-
ций из алюминиевых сплавов является
их высокая стоимость, превышающая
стоимость стальных конструкций в
8...10 раз.
В СССР проводятся широкие и ин-
тенсивные исследования в области со
вершенствования металлических кон-
струкций.
Под оптимизацией конструктивной
формы понимается такое решение кон-
струкции, ее геометрических парамет-
ров, марок стали и расчета, при кото
рых, отвечая заданным архитектурно-
конструктивным требованиям сооруже-
ния, конструкция обладает минималь-
ной массой.
Важнейшими задачами оптимиза-
ции конструктивной формы являются:
применение сталей высокой и повышен-
ной прочности с пределом текучести
300...400 МПа, а также высокопроч-
ных и сверхвысокопрочных сталей с
пределом текучести до 1200...2000 МПа;
совершенствование сортамента прокат-
ных и гнутых профилей; дальнейшее
внедрение легких металлических кон-
струкций из тонкостенных широкопо-
лочных двутавров, гнутосварных про-
филей прямоугольного сечения и тонко-
стенных круглых труб; совершенство-
вание методов электросварки, приме-
няемой в 95 % металлических конст-
рукций; расширение области примене-
ния соединений на высокопрочных бол-
тах; внедрение новых типов соединений
на клею; дальнейшее совершенствова-
ние методов расчета конструкций, ос-
нованных на широком использовании
ЭВМ; типизация металлических конст-
рукций с развитием на ее основе уни
фикации и стандартизации отдельных
элементов и конструкций в целом.
2.2. СТРОИТЕЛЬНЫЕ СТАЛИ
И АЛЮМИНИЕВЫЕ СПЛАВЫ
КАК КОНСТРУКТИВНЫЕ МАТЕРИАЛЫ,
ИХ КЛАССИФИКАЦИЯ,
ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА,
СОРТАМЕНТ
Основными материалами, приме
няемыми для изготовления металли-
ческих строительных, конструкций, яв-
ляются стали обыкновенного качества
и алюминиевые сплавы.
Сталь представляет собой сплав
железа с углеродом, процентное содер
жание которого уменьшено до величи-
ны, не превышающей 1,2%. В строи-
тельстве используются малоуглеро-
дистые стали с процентным содержа
нием углерода 0,09...0,22 %.
Чугун, в свою очередь, является
первичным продуктом, получаемым по-
средством доменного производства из
железных руд, содержание которых
в земной коре составляет около
к о/
о /о-
Алюминиевые сплавы, используемые
в строительстве, содержат 90...95 %
чистого алюминия и специальные до-
бавки, повышающие прочность мате-
риала и замедляющие его окисляе-
моеть.
Несмотря на то что алюминий яв-
ляется самым распространенным на
земле металлом (около 8,1 % земной
коры), получение конструктивного алю-
миния связано со значительными за-
тратами. Основой для получения про-
мышленного алюминия служат глав-
ным образом бокситы с содержанием
глинозема 40...60 %. Алюминий полу-
чают с помощью электролиза глинозе-
ма, включающего совокупность процес-
сов электрохимического окисления-вос-
становления, возникающих на поверх-
ности погруженных в электролит элек-
тродах при прохождении через них
электрического тока.
Строительные стали и алюминиевые
сплавы должны обладать высокой проч-
ностью, упругостью и пластичностью,
свариваемостью, долговечностью при
эксплуатации в условиях воздействия
неагрессивных и агрессивных сред,
высоких и низких температур и других
факторов воздействия.
К наиболее употребительным мало-
углеродистым сталям обыкновенного
качества относятся стали марок
ВСтЗсп5, ВСтЗпс5, ВСтЗпсб и ВСтЗкп2.
В обозначении марок стали буква В
обозначает группу поставки; СтЗ
собственно марка малоуглеродистой
стали; сп, пс, кп — степень раскисле-
ния, соответственно — спокойная, по-
луспокойная, кипящая; последняя циф-
ра 2, 5, 6 — категория поставки.
В строительных конструкциях пре-
имущественное применение находит по-
луспокойная сталь промежуточная по
качеству между кипящей и спокойной,
обладающая высокими технико-эконо-
мическими показателями и более низ-
кой себестоимостью, чем спокойная
сталь. Однако стали повышенной и вы-
сокой прочности получают спокойным
раскислением, что обеспечивает более
высокую однородность и способность
сопротивляться хрупкому разрушению,
особенно при отрицательных темпера-
турах.
К наиболее употребительным низ-
колегированным сталям относятся мар-
ганцовистые 09Г2 и 14Г2, кремнемар-
ганцовистые 10Г2С1 и 09Г2С, хромо-
кремненикелевые с медью 15ХСНД,
10ХСНД, низколегированные с ванади-
ем и медью 15Г2СФ и 15ХГ2СФД, низ-
колегированные с нитридным упрочне-
нием 14Г2АФ и 16Г2АФ, а также тер-
мически упрочненные легированные
стали 12Г2СМФ и 15ХГ2СМФР.
В отличие от малоуглеродистых ста-
лей в обозначение низколегированных
введено буквенное обозначение леги-
рующих элементов (Г — марганец, С —
кремний, X — хром, Н — никель, Д —
медь, Ф — ванадий, Т — титан, М —
молибден, Р — бор) и цифровое обо-
значение, указывающее на содержание
элемента в процентах. Так, низколе-
гированная сталь марки 15Г2СФ рас-
шифровывается следующим образом:
содержание углерода — 0,15%, мар-
ганца — 2 %, кремния и ванадия в пре-
делах— 0,3...1,0 % (буква без цифры
обозначает содержание элемента в пре-
делах 0,3... 1,0 %).
Использование низколегированных
сталей целесообразно в ответственных
конструкциях с большими внешними
нагрузками, а также в конструкциях,
эксплуатируемых в условиях низких
температур.
К основным показателям механи-
ческих свойств стали и алюминиевых
сплавов относятся прочность, упру-
гость, пластичность и склонность к
хрупкому разрушению. Прочность ста-
ли определяется ее сопротивляемостью
силовым воздействиям; упругость есть
способность восстанавливать первона-
чальное состояние после снятия сило-
вых воздействий; пластичность — свой-
ство стали получать остаточные дефор-
мации после снятия силовых воздей-
ствий; хрупкость — свойство стали раз-
2.2. Строительные стали и алюминиевые сплавы 31
рушаться при малых деформациях в
пределах упругой работы.
Механические свойства стали опре-
деляются путем испытания на растя-
жение специальных образцов с построе-
нием диаграммы растяжения (рис. 2.1).
Из диаграмм растяжения видно,
что с увеличением прочности стали
наблюдается уменьшение площадки
текучести, а для высокопрочных ста-
лей и канатов и вовсе ее отсутствие.
При этом увеличивается склонность
стали к хрупкому разрушению, а следо-
вательно, снижается надежность стро-
ительных конструкций.
Учитывая, что металлические кон-
струкции эксплуатируются как в упру-
гой, так и в упругопластической ста-
дии работы материала, при их расчете
используют две величины расчетного
сопротивления:
по пределу текучести Ry = Ryn/ym;(2A)
по пределу прочности Ru = Run/ym,(2.2)
где Ryn — предел текучести стали, МПа;
Run — предел прочности стали, МПа;
у™ — коэффициент надежности по ма-
териалу, изменяющийся в пределах
1,025...1,15 (табл. 2 СНиП 11-23-81)*.
Расчетные характеристики Ry и Ru
зависят не только от механических
свойств, но и от вида и толщины про-
ката.
Значения расчетных сопротивлений
наиболее употребимых в строительстве
малоуглеродистых и низколегирован-
ных сталей приведены в приложении 3.
Чистый алюминий ввиду низкой
прочности (/?уп^30 МПа) непригоден
для изготовления несущих строитель-
ных конструкций. Для этих целей при-
меняются так называемые деформируе-
мые алюминиевые сплавы, получаемые
обработкой давлением — прессова-
нием, вытяжкой, прокаткой и штам-
повкой.
Строительные алюминиевые сплавы
в зависимости от химического состава
делятся на четыре группы. К первой
группе относятся алюминиево-марган
цевые сплавы (АМцМ), отличающиеся
хорошей свариваемостью, но сравни-
тельно низкой прочностью. Их исполь-
Рис. 2.1. Диаграммы растяжения сталей и
алюминиевых сплавов:
1— малоуглеродистая сталь; 2— низколегированная
сталь; 3— чистое железо; 4— алюминиевый сплав
марки АМц; 5—то же. марки 1915Т
зуют главным образом в ограждаю-
щих конструкциях. Наибольшее приме-
нение в несущих конструкциях нахо-
дят магнали — алюминиево-магниевые
сплавы второй группы (АМг2М,
АМг2Н2), также обладающие хорошей
свариваемостью и высокой прочностью.
Марка указанных сплавов (напри-
мер, сплава АМг2М) обозначается бук-
вами и цифрами, определяющими хи-
мический состав и характер обработки
сплава: А — алюминий; Мц марга-
нец; Мг—магний; 2 — 2% магния,
М — мягкий (отожженный); Н — на-
гартованный; Н2 — полунагартован-
ный. К третьей группе относятся крем-
немагниевые сплавы типа АД, получив-
шие название авиали, в том числе
сплавы марки АД31Т, АД31Т1,
АД31Т5. Обозначение этих сплавов по
международному стандарту расшифро-
вывается следующим образом: А —
алюминиевый; Д — деформируемый;
31 — номер сплава; Т — закаленный и
естественно состаренный; Т1 — зака-
ленный и искусственно состаренный.
К четвертой группе относятся вы-
сокопрочные цинкомагниевые сплавы
(1915, 1915Т, 1925, 1935Т). Здесь циф-
рами обозначены: 1 - алюминий; 9
цинк; последние две цифры номер
сплава.
Достоинством авиалей и высоко
прочных сплавов являются их высокая
/ шии Основы мета иических конструкции
жел
В
5%
в <
ЧИС
бав
риа
МОГ
ляе
зем
кор
МИ1
тра
мы
НЫ1
гл г
ча>
ма
COI
ст;
но,
тр<
эл<
СП
но
св
эк
не
вь
ф;
УГ
к;
В
В
ol
С(
С'
н
л
р
и
л
к
о
Л
и
с
прочность и хорошая свариваемость,
что определяет целесообразность их
применения в несущих строительных
конструкциях. Для клепаных конструк-
ций рекомендуется применять несва-
риваемый сплав 1935Т.
Характерной особенностью алюми-
ниевых сплавов является отсутствие
площадки текучести на диаграмме
растяжения. За предел текучести при-
нимается напряжение, которому соот
ветствует остаточное удлинение по ана
логи и с мягкой сталью 0,2 %.
Значения расчетных сопротивлений
алюминиевых сплавов приведены в
приложении 4.
Сортаментом называют перечень
прокатываемых, холодногнутых или
прессованных полуфабрикатов и изде-
лий с указанием их основных геомет-
рических размеров, формы сечения,
величин допусков и линейной массы.
В общей стоимости профиля стои-
мость материала составляет 80...90 %,
поэтому экономичность профиля зави-
сит в первую очередь от его металло-
емкости. Экономическая эффективность
сортамента определяется двумя крите-
риями: формой профиля, градацией и
числом профилей в сортаменте.
На основе многочисленных исследо
ваний были выявлены оптимальные
формы основных поперечных сечений
стальных и алюминиевых профилей:
уголки равнополочные и неравнопо-
лочные, швеллеры, двутавры, круглые
и прямоугольные трубы, листы. Наи-
большее применение в строительных
конструкциях получил сортамент про-
катной стали (рис. 2.2)
Равнополочные (ГОСТ 8509 86)
размером от 45X4 до 250X30 мм и
неравнополочные (ГОСТ 8510—86)
размером от 56X36X4 до 250 X 160 X
Х20 мм уголковые профили широко
применяются в элементах, работаю-
щих на осевые силы (растяжение или
сжатие), а также для получения ком-
бинированных сечений и соединений
различных элементов.
Швеллеры (ГОСТ 8240 72) высо-
той от 50 до 400 мм применяются чаще
в составных сечениях, работающих
преимущественно на осевые силы и из-
гиб и реже — на внецентренное сжатие
в колоннах и балках.
В качестве прогонов покрытия и
элементов фахверков стен применяют
тонкостенные швеллеры с узкими па-
раллельными полками (ТУ 14-2-204
76). По расходу материала они на
16...20 % легче швеллеров обычного
проката.
Двутавровые с уклоном внутренних
граней полок (ГОСТ 8239 72) от 100
до 600 мм применяются главным обра-
зом в качестве изгибаемых элементов —
балок, а также в составных сечениях
колонн, работающих на внецентренное
сжатие
В последнее время широкое распро-
странение получили двутавры с парал-
лельными гранями полок (широкопо-
лочные двутавры) от № 20Ш до
№ 1001II с высотой до 1000 мм и шири-
ной полок до 400 мм по ТУ 14 2-24 72.
Областью их рационального приме-
нения являются колонны, подкрановые
балки, балки покрытий и перекрытий,
пролетные балки мостов.
Большой экономической эффектив-
ностью по сравнению с обычными дву-
таврами (на 14...19 %) обладают, тон-
костенные двутавры с узкими парал-
лельными полками (ГОСТ 19281 —73)
высотой от 120 до 300 мм. Областью их
рационального применения являются
конструкции легких перекрытий.
Широкое применение в стропильных
и подстропильных фермах в качестве
поясов верхнего и нижнего пояса на-
ходят широкополочные тавры, выпуска-
емые по ТУ 14-2-24—72. Широкий диа-
пазон их высот (от 100 до 500 мм при
ширине полок от 100 до 400 мм) обес-
печивает возможность применения этих
профилей в фермах и других решет-
чатых конструкциях.
Широкое применение в элементах
решетчатых конструкций, работающих
на продольные усилия растяжения и
сжатия, находят бесшовные горячеде-
формированные круглые трубы
( ГОСТ 8732 78) сечением от 057x3,5
2 Z Строительные стали и алюминиевые сплавы
53
2 Зак. 618
Рис. 2.2. Сортамент
основных конструк-
ционных профи-
лей:
а прокатных
стальных; б прес-
сованных алюмини-
евых
'34 Глава 2. Основы металлических конструкций
Рис. 2.3. Сортамент холодно-
гнутых профилей:
а — простых б - комбиниро
ванных
до 0 550 X 75 мм, электросварные круг-
лые трубы (ГОСТ 10704—76) сечением
0 8X1 до 0 1620X16 мм и электро-
сварные прямоугольные трубы (ГОСТ
12336—66) высотой от 75 до 220 мм
с толщиной стенки от 4 до 8 мм.
Применение трубчатых профилей по
сравнению с уголковыми в аналогич-
ной конструкции позволяет снизить
металлоемкость на 20...25 %.
Наряду с прокатными профилями в
стальных конструкциях успешно приме-
няются холодногнутые профили (рис.
2.3), одним из достоинств которых яв-
ляется возможность получения задан-
ной формы сечения в зависимости от
условий применения. Гнутые тонкостен-
ные профили получают из широкопо-
лосной стали.
Прокатывается листовая сталь тол-
щиной от 4 до 160 мм, шириной листа
1250...2600 мм и длиной до 8 м
(ГОСТ 19903—74); листовая холодно-
катаная толщиной от 0,6 до 1 мм, ши-
риной листа 2000 мм и длиной до 5 м
(ГОСТ 19904—74), применяемая для
изготовления профилированных насти-
лов; универсальная широкополосная
сталь толщиной 6...60 мм, шириной
200... 1050 мм и длиной до 18 м
(ГОСТ 82—70), широко применяемая
для сварных балок и колонн.
Для предварительно напряженных
и висячих конструкций применяют
стальные канаты, изготавливаемые из
высокопрочной проволоки диаметром
0,22...4 мм с временным сопротивле-
нием разрыву 1200...2600 МПа.
Алюминиевые листы и ленты изго-
тавливают путем прокатки, а профи-
ли — прессованием — продавливанием
горячего слитка цилиндрической фор-
мы через специальную стальную матри-
цу, имеющую прорез по форме профиля.
Форма алюминиевых прессованных
профилей аналогична стальным прокат-
ным и гнутым профилям. В отличие от
стальных некоторые алюминиевые от-
крытые профили — уголки, швеллеры,
двутавры — имеют на концах полок
утолщения (бульбы) для повышения
их устойчивости.
2.3. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
НА ОСНОВНЫЕ ВИДЫ
СОПРОТИВЛЕНИЯ
Расчет на прочность центрально-
растянутых и центрально-сжатых эле-
ментов в упругой стадии работы мате-
риала:
o = N/An^^yyc, (2.3)
где Ап — площадь сечения нетто за вы-
четом ослаблений; ус — коэффициент
2.3. Расчет элементов 35
условий работы (табл. 6 СНиП
11-23—81).
Расчет на прочность центрально-
растянутых элементов, эксплуатация
которых возможна за пределом упру-
гой работы металла, выполняется по
формуле
(2.4)
где Ru — расчетное сопротивление по
временному сопротивлению; уц=1,3 —
коэффициент надежности для элемен-
тов конструкций, рассчитываемых на
прочность по временному сопротивле-
нию.
Расчет центрально-сжатых стерж-
ней на устойчивость производится по
формуле
о = N/qA С Ryy(, (2.5)
где А — площадь поперечного сечения
стержня без учета ослабления; ср —
коэффициент продольного изгиба, опре-
деляемый для стальных конструкций по
табл. 72 СНиП П-23—81 и для алюми-
ниевых конструкций — по табл. 58
СНиП П-24—74.
Коэффициент q> зависит от гибкости
стержня X, которая зависит от длины
элемента, способа закрепления его
ко цов, формы и размеров поперечного
сечения:
'K = lef/i, (2.6)
где 1е/=ц1 расчетная длина сгержня;
/ — геометрическая длина стержня;
р. — коэффициент расчетной длины;
i — радиус инерции сечения элемента.
Нормальная эксплуатация цен-
трально-сжатых и центрально-растяну-
тых элементов обеспечивается норма-
тивными требованиями, ограничиваю-
щими величину предельной гибкости
основных и второстепенных элементов
конструкций зданий (табл. 19 и 20
СНиП 11-23—81*. табл 30 и 31
СНиП 2.03.06—85).
Нормальные о и касательные т на
пряжения при работе элемента в упру-
гой стадии проверяются по формулам:
(2.7)
x=QS/It^Rsyc, (2.8)
где М и Q — расчетные изгибающий
момент и поперечная сила; U/„rnin—
минимальный момент сопротивления се-
чения с учетом ослабления; S — стати-
ческий момент сдвигаемой части сече-
ния относительно нейтральной оси;
I — момент инерции сечения брутто от-
носительно нейтральной оси; t — тол-
щина стенки поперечного сечения эле-
мента; Rs — расчетное сопротивление
металла сдвигу.
При одновременном изгибе элемен-
та относительно двух главных осей
сечения расчет на прочность по нор-
мальному сечению производится по
формуле
Mx/Wxn±My/Wyn^Ryyc, (2.9)
где Мх, Му, Wxn и Wyn — изгибающие
моменты и моменты сопротивления сече-
ния относительно осей изгиба х—х и
у—у, х и у — координаты рассматрива-
емой точки сечения относительно проти-
воположных осей.
Расчет изгибаемых элементов с уче-
том развития пластических деформа-
ций:
<5 = M/ciWn<Ryyc-, (2.10)
x = Q/th^R ус, (2.11)
где Ci — коэффициент, учитывающий
развитие пластических деформаций,
определяемый по формулам (42) и (43)
СНиП 11-23—81, h — высота стенки се-
чения элемента.
Внецентренное сжатие и внецен-
тренное растяжение возникают при од-
новременном действии в расчетном се-
чении стержня продольной сжимающей
или растягивающей силы N и изгибаю-
щего момента М.
При упругой работе материала рас-
чет на прочность выполняется по фор-
муле
N/A„ ±Мх/ Wxn ± Му/Wyn< Ryyc. (2.12)
Потеря устойчивости внецентренно
сжатых и сжато-изгибаемых стержней
в зависимости от величин гибкости
и ).у может произойти как в плоско-
сти действия изгибающего момента
(например, Мх), так и из плоскости
2*
36 Глава 2 Основы металлических конструкций
действия момента, если с учетом
величин расчетных длин стержня lx<ej
И ly.ef-
Расчет на устойчивость в плоскости
действия момента выполняется по фор-
муле
N/qeA^Ryyc, (2.13)
где <ре — коэффициент снижения рас-
четных сопротивлений при внецентрен-
ном сжатии, определяемый для сплош-
ностенчатых стержней по табл. 74
СНиП П-23—81 в зависимости от ус-
ловной гибкости k — kylRg/E и приведен-
ного относительного эксцентриситета
me/=T]m, где т] — коэффициент влия-
ния формы сечения (табл. 73 СНиП
П-23—81); m — eA/Wc — относитель-
ный эксцентриситет; e — M/N — экс-
дентриситет; Wc — момент сопротивле-
ния сечения для 1 наиболее сжатого
волокна
Расчет на устойчивость из плоско-
сти действия момента производится по
формуле
N/ctpyA С Ryyc, (2.14)
' где с и <ру — определяются в соответ-
ствии с указаниями п. 5.30 СНиП
П 23—81.
При значениях mef^ 20 оасчет на
прочность внецентренно сжатых и сжа-
то-изгибаемых элементов не требуется,
а при mef> 20 для сплошностенчатых
стержней и при т> 20 для сквозных
стержней не требуется расчет на
устойчивость.
2.4. СОЕДИНЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
• Для сопряжения элементов сорта-
мента друг с другом при создании
несущих конструктивных форм в строи-
тельных металлических конструкциях
применяют различные виды соединений.
В зависимости от ряда факторов —
напряженного состояния соединяемых
^элементов, их формы, условий работы,
величины и характера действующей на
соединение нагрузки — в металличес-
ких конструкциях используют следую-
щие виды соединений: сварные, бол-
товые, заклепочные и клееметалли-
ческие.
Основным видом соединений явля-
ется сварное, обеспечивающее высокую
прочность, надежность и долговечность
соединения; уменьшающее затраты
времени на производство работ благо-
даря использованию высокопроизводи-
тельного полу- и автоматизированного
оборудования; обеспечивающее водо- и
газонепроницаемость, что способствует
их универсальности; дающее экономию
металла и снижающее общую стои-
мость конструкции.
Основным видом сварных соедине-
ний я зляется электродуговая сварка,
основанная на явлении возникнове-
ния электрической дуги между сталь-
ным стержнем (электродом) и свари-
ваемыми стальными элементами (рис.
2.4). Сварка осуществляется при темпе-
ратуре около 1500 °C. Наибольший
объем применения среди видов сварки
находит ручная дуговая сварка (свар-
ка штучными электродами), при кото-
рой подача электрода и его перемеще-
ние вдоль соединения производятся
вручную. Для получения высокока-
чественного сварного шва на электро-
ды наносится специальная обмазка,
которая при плавлении электрода об-
разует в зоне шва защитную газовую
среду.
Для получения высококачественных
швов без микропор, трещин и других
дефектов применяют ручную, автомати-
ческую и полуавтоматическую газо-
электрическую сварку для стальных
конструкций под флюсом или в среде
углекислого газа, а для алюминиевых
конструкций в среде аргона (аргоно-
дуговая сварка).
Сварка под флюсом осуществляется
специальным автоматом с подачей го-
лой сварочной проволоки d = 2...5 мм,
а в среде углекислого газа d= 1,4...2 мм.
Отличие автоматической и полуавтома-
тической сварки заключается в том,
что при полуавтоматической сварке
движение сварочного агрегата осу-
ществляется вручную. Эффективность
2.4. Соединения металлических конструкций
37
Рис. 2.4. Схемы сварки:
а — электродуговой; б — газоэлектрической; 1— металлический электрод; 2— специаль-
ная обмазка; 3—сварной шов; 4—свариваемые элементы; 5 электрическая дуга;
6—электрододержатель; 7— источник тока; 8—струбцина (зажим); 9— горелка;
10— углекислый газ (при сварке углеродистых сталей) или газ аргон (при сварке
алюминиевых сплавов); 11—сварочная проволока
применения автоматической и полуав-
томатической сварки возрастает в за-
водских условиях.
При изготовлении листовых кон-
струкций возникает потребность в
сварке тонких листов до 3 мм. В этом
случае во избежание прожога исполь-
зуют контактную точечную и валико-
вую электросварку, выполняемую на
специальном оборудовании или реже
газовую сварку, основанную на рас-
плавлении электрода в зоне сгорания
ацетилена в струе кислорода.
Значения расчетных сопротивлений
сварных швов в стальных конструкци-
ях, соответствующих маркам стали,
приведены в приложении 5, а расчетные
сопротивления сварных швов в алюми-
ниевых конструкциях, выполняемых
аргонодуговой сваркой,— в приложе-
нии 6.
Сварное соединение, выполняемое
сваркой плавлением, включает в себя:
сварной шов, образовавшийся в резуль-
тате кристаллизации сварочной ванны;
зону сплавления или зону провара,
характеризуемую проникновением на-
плавленного металла в основной; зону
термического влияния, т. е. участок
основного металла, не подвергающий-
ся расплавлению; основной металл
(рис. 2.5). Наиболее ответственной
зоной является зона сплавления, ха-
рактеризуемая оптимальной глубиной
провара 1,5...2,0 мм.
В зависимости от взаимного распо-
ложения сопрягаемых элементов свар-
ные соединения подразделяются на сты-
ковые, нахлесточные, комбинированные
и впритык (табл. 2.1).
Наиболее употребимыми в металли-
ческих конструкциях являются сварные
швы встык и внахлестку. Принципи-
альная разница между ними заключа-
ется в том, что в стыковых соедине-
ниях оба сопрягаемых элемента распо-
Рис. 2.5. Схема расчетных сечений сварного
соединения с угловым швом:
/— сечение по металлу шва; 2— сечение по металлу
границы сплавления
38 Глава 2. Основы металлических конструкций
Виды сварных
ложены в одной плоскости или на одной
поверхности, а в соединениях внахлест-
ку свариваемые элементы перекрывают
друг друга.
Для повышения несущей способно-
сти стыковых соединений, работающих
на растяжение, проектируется косой
шов, повернутый к оси, перпендику-
лярной оси действия силы под углом
не менее 25°.
В соединениях внахлестку разли-
чают фланговые и лобовые швы. Не-
смотря на то что прочность фланговых
и лобовых швов одинаковая, фланго-
вые швы обладают большей пластич-
ностью и надежностью, а лобовые име-
ют тенденцию к хрупкому разрушению.
Длина лобового шва не ограничи-
вается, а длина флангового шва не
должна превышать 85₽ffef, так как толь-
ко в этом случае происходит вырав-
нивание напряжений по длине шва.
Ограничение длины фланговых
швов или недостаточная несущая спо-
собность стыковых приводят к необхо-
димости применения комбинированных
сварных соединений. Они трудоемки в
производстве работ, поскольку требуют
2.4. Соединения металлических конструкций 30
соединений
Таблица 2.1
качественной обработки стыкового шва
заподлицо с поверхностью сопрягаемых
элементов.
Соединения впритык применяются
для сопряжения двух элементов, рас-
положенных под прямым, углом друг
к другу. В этом виде соединений при-
меняют угловые швы в тавр и в угол,
при этом с точки зрения надежности
предпочтение следует отдавать угловым
швам втавр.
В зависимости от положения в про-
странстве в процессе их выполнения
сварные швы подразделяют на нижние,
горизонтальные, вертикальные, пото-
лочные (рис. 2.6). Наиболее качествен-
ные швы — нижние, так как наплав-
ленный металл не стекает и обеспечи-
вает равнопрочный шов. Наиболее тру-
доемкими в производстве работ явля-
ются потолочные швы, которых сле-
дует избегать.
Расчет стыковых швов, работающих
на центральное растяжение или сжа-
тие, производится по формуле
N/tlw^Rwyyt, (2.15)
где N .расчетное усилие, действую-
40
Глава 2 Основы металлических конструкций
Рис 2.6. Положение сварных швов в пространстве
а — стыковые; б — угловые; 1 нижнее положение; 2— горизонталь-
ное, 3— вертикальное; 4— потолочное
щее на соединение; t — наименьшая
толщина соединяемых элементов; 1Ш —
расчетная длина шва с учетом кра-
тера и непровара на его концах (/ш =
= /—2/); Rwy— расчетное сопротивле-
ние стыкового сварного шва на сжатие
и растяжение; ус — коэффициент усло-
вий работы.
Расчет сварных соединений с угло-
выми швами при действии продоль-
ных или поперечных сил производит-
ся на срез по двум сечениям (см.
рис. 2.5) :
по металлу шва (сечение I)
(2.16)
и по металлу границы сплавления (се-
чение 2)
(2.17)
где 1Ш — расчетная длина шва, прини-
маемая меньше его полной длины на
10 мм; Pf и рг — коэффициенты, зави-
сящие от вида сварки, диаметра сва-
рочной проволоки, высоты катета шва
и предела текучести стали. Их величи-
ны (0,7<pf< 1,1; 0,9<рг< 1,15) при-
меняют по данным табл. 34 СНиП
П-23—81; yWf и yW2—коэффициенты
условий работы шва, равные 1, кроме
•рш^=0,85 для климатических районов
с наружными температурами ниже
—40 °C для сталей с нормативным со-
противлением /?шчп = 410 МПа и уш?=
= 0,85 — для всех остальных сталей.
В сварных соединениях в зависи-
мости от формы сопрягаемых элемен-
тов, конструкции узла, величины дей-
ствующих усилий сварные швы могут
быть непрерывными и прерывистыми,
одно- и многослойными, одно- и двусто-
ронними.
При конструировании сварных швов
в стальных конструкциях следует ру-
ководствоваться следующими положе-
ниями: минимальная расчетная длина
углового сварного шва не должна
быть менее 4fef или 40 мм и не более
85Pjfe/; максимальный катет углового
шва kf должен быть не более 1,2/, где
t — наименьшая толщина соединяемых
элементов; минимальное должно быть
не менее 4 мм и не более 25 мм.
При креплении уголкового профиля
к листовой фасонке площадь kflw се-
чения сварных швов по обушку и перу
уголка распределяется обратно про-
порционально отношению расстояний
между швом и линией центра тяжести
сечения. Так, для равнополочного угол-
ка расстояние от центральной оси до
края пера относится к расстоянию от
данной оси обушка как 0,7/0,3, следо-
вательно, мощность шва по перу долж-
на составить 30 %, а по обушку 70 %
от мощности расчетного шва. При
креплении неравнополочных уголков
2.4. Соединения металлических конструкций
41
Рис. 2.7. Работа болтового соединения:
а—изгиб стержня болта; б — срез стержня болта;
в — смятие стенок отверстий сопрягаемых элементов,
г— центральное растяжение болта
это соотношение меняется. Катет шва
по перу следует принимать на 2 мм
меньше толщины полки уголка.
Болтовые соединения находят при-
менение не только в монтажных, но и
в рабочих соединениях сборно-разбор-
ных и стационарных конструкций. Их
основным достоинством является про-
стота сопряжения элементов, особенно
применительно к осуществлению соеди-
нений в условиях строительного объек-
та. Однако по сравнению со сварными
болтовые соединения отличаются по-
вышенным расходом металла вслед-
ствие ослабления сечений сопрягаемых
элементов отверстиями под болты и по-
вышенной деформативностью конст-
рукций вследствие податливости сое-
динения при наличии зазоров между
болтом и отверстием.
Для уменьшения влияния отрица-
тельных факторов на работу болтовых
соединений используют более точную
подгонку болта к отверстию или работу
высокопрочных болтов.
Болты изготавливаются диаметром
от 12 до 48 мм включительно с длиной
стержня от 25 до 300 мм Обычные
стальные болты изготовляют из сталей
ВСтЗ, ВСт5, 14Г2, 15ГС и др., а высо-
копрочные болты — из сталей 40Х
«селект», 48ХФА «селект», ЗОХЗМФ,
30Х2НМФА и др.
В алюминиевых конструкциях сое-
динения на болтах по сравнению со
сварными соединениями отличаются
большей эксплуатационной надежно-
стью. Для этих соединений используют
как стальные (кадмированные или
оцинкованные) болты, так и болты из
высокопрочных алюминиевых сплавов
АД31Т5, АД32Т1, 1925, 1915. Для
уменьшения деформ ативности соедине-
ния предпочтение отдается стальным
болтам повышенной и нормальной
точности.
Болтовые соединения работают на
сдвиг и на растяжение. В первом слу-
чае действующие на соединение силы
приложены перпендикулярно оси болта
(рис. 2.7, а...в), во втором случае сов-
падают с осью болта (рис. 2.7, г).
Основным видом работы болтовых
соединений является пабота на сдвиг.
В результате этой работы за счет за-
зоров в соединении происходят незна-
чительные сдвиг и обмятие стенок от-
верстий соединяемых элементов, после
чего все болты включаются в работу
соединений.
Несущая способность одного болта
определяется:
из условия работы на срез
Nb = RbsVbAnsns; (2.18)
из условия работы на смятие (
Nb=RbpybdbZt, (2.19)
4В Глава 2. Основы металлических конструкций
где Rhs и Rbp — расчетные сопротивле-
ния болтовых соединений соответствен-
но на срез и на смятие (табл. 58 и 59
СНиП II 23—81); Ans— площадь сече-
ния стержня болта; йь — диаметр бол-
та; уь — коэффициент условий работы
болтового соединения (табл. 35 СНиП
П-23—81); 2/— наименьшая суммар-
ная толщина элементов, сминаемых в
одном направлении; ns — число срезов
одного болта.
Несущая способность болта, рабо-
тающего на растяжение, может быть
определена:
Nb=RblAbn, (2.20)
где Rbt — расчетное сопротивление бол-
та на растяжение (табл. 58 СНиП
П-23—81); АЬп — площадь сечения бол-
та нетто с учетом ослабления резьбой
(табл. 62 СНиП П-23—81).
Количество п болтов в соединении:
n>N/ycNmi„, (2.21)
где 7Vmin —наименьшее значение рас-
четного усилия, воспринимаемого од-
ним болтом, определенного по форму-
лам (2.18), (2.19) и (2.20); ус — коэф-
фициент условий работы.
Работа соединения на высокопроч-
ных болтах характеризуется величиной
сдвигающего усилия, возникающего по
соприкасающимся плоскостям соединя-
емых элементов под одним болтом.
Расчетная величина сдвигающего уси-
лия:
Qbh — Rbh.yhAbn\^/y n, (2.22)
где Rt,h — расчетное сопротивление рас-
тяжению высокопрочного болта, прини-
маемого по табл. 61 СНиП П-23—81;
|Л - коэффициент трения; уп — коэф-
фициент надежности, принимаемые по
табл. 36 СНиП П-23—81; уь— коэф-
фициент условий работы соединений,
принимаемый равным 0,8 при н<5,
0,9 при 5<п<10 и 1,0 при п^Ю.
Количество высокопрочных болтов
в одном соединении:
n^N/ycQhh. (2.23)
Заклепочные соединения в совре-
менных стальных конструкциях нахо-
дят ограниченное применение, так как
этот вид соединений является наиболее
трудоемким и дорогостоящим. Однако
в отличие от болтовых заклепочные сое-
динения менее деформативны и более
надежны. Область их применения рас-
пространяется на специальные соору-
жения с тяжелым режимом работы,
например железнодорожные мосты,
промышленные этажерки, работающие
в условиях воздействия знакоперемен-
ных и вибрационных нагрузок.
Наибольшее применение заклепоч-
ные соединения находят в алюминиевых
конструкциях, когда применение вы-
сокопрочных алюминиевых сплавов не
позволяет применять сварные соеди-
нения.
Рис. 2.8. Схемы размещения болтов и заклепок в соединениях, работаю-
щих на сдвиг
2.5. Балки и балочные клетки 431
Условные обозначения сворных швов
Швы
Обозначения швов
Заводских Монтажных
Стыковые
Непрерывные
угловые
Прерывистые
угловые
50 50
IX X XI „ IX X XI Г-
. 5Q \.5О ! 50 |. 50
Рис. 21 Условные обозначения сварных швов, болтов и заклепок в соединениях:
а — круглое отверстие; б овальное отверстие; в — постоянный болт; г — временный болт;
д — высокопрочный болт; е — заклепка
По принципу работы заклепочные
соединения приближаются к соедине-
ниям на болтах повышенной точности,
поэтому их расчет выполняется по ана-
логии с болтовыми соединениями по
формулам (2.18) и (2.19).
Болты и заклепки в соединениях
размещаются в рядовом или шахмат-
ном порядке на минимальном расстоя-
нии друг от друга, которое устанавли-
вается исходя из обеспечения прочно-
сти на выкол и удобства постановки
болтов (рис. 2.8).
Новым видом соединения металли-
ческих конструкций являются клееме-
таллические соединения. Однако клее-
вые соединения, отличающиеся наи-
большей экономичностью, имеют ряд
существенных недостатков, главными
из которых являются возникновение
отрывающих усилий при воздействии
повышенных температур и низкая не-
сущая способность на отрыв. В связи
с этим клееметаллические соединения
применяют в комбинации со сварными,
болтовыми и заклепочными.
Сварные, болтовые и заклепочные
соединения имеют на чертежах обще-
принятые обозначения, показанные на
рис. 2.9.
2.5. БАЛКИ И БАЛОЧНЫЕ КЛЕТКИ
Металлические балки представляют
собой простейшую конструктивную
форму. Их используют как несущие
конструкции перекрытия двух- и много-
этажных зданий и покрытия одноэтаж-
ных зданий. Наиболее характерными
пролетами балок являются 6... 18 м в
системе перекрытия и 18...24 м в системе
покрытия.
Наиболее целесообразными профи-
лями балок являются двутавровые и
швеллерные. Наиболее рациональными
являются прокатные балки двутавро-
вого сечения: прокатные двутавры с
уклоном внутренних граней полок (рис.
2.10, а) и широкополочные двутавры
с параллельными полками (рис. 2.10,6).
Балки из широкополочных двутавров
благодаря большей высоте стенки име-
ют более широкую область применения.
При недостаточной несущей способ-
ности и жесткости прокатных балок
изготавливаются составные сварные
балки. Простейшая составная балка
состоит из трех листов: вертикально-
го — стенки и двух горизонтальных
поясов (рис. 2.10,в). В таких балках
удается легко варьировать габарит-
44
Глава 2 Основы металлических конструкций
ными размерами сечения, изменяя со-
ответствующим образом сечения стенки
и полок. Сечение таких балок может
компоноваться из листа и 2-х тавров
(рис. 2.10, г). При больших нагрузках
проектируют двустенные коробчатые
балки (рис. 2.10, д).
В конструкциях, подвергающихся
динамическим и вибрационным нагруз-
кам, целесообразно проектировать
составные балки на высокопрочных
болтах или заклепках (рис. 2.10, е, ж).
В последнее время в строительстве
находят применение балки с перфори-
рованной стенкой (рис. 2.11, а, б, в).
Перфорированные балки получают пу-
тем разрезания горячекатаного профи-
ля ломаной линией в продольном на-
правлении. Затем обе части сдвигают
относительно друг друга до соедине-
ния гребней впритык, после чего про-
изводится сварка.
В зависимости от длины профиля
и формы ломаной линии можно полу-
чать различные формы отверстий и раз-
личную высоту перфорированной бал-
ки. Оптимальный профиль имеют при
увеличении высоты до 1,5ft.
При расположении гребнеобразной
ломаной линии под углом к кромкам
2.5. Балки и балочные клетки 45
Рис. 2.11. Типы стальных балок:
а — в - перфорированная путем разрезания прокат-
ного профиля и сварки стеики по линиям контакта;
/—линия разреза; 2— сварка; 3— планка
исходного профиля получают перфо-
рированную балку переменной высоты
с уклоном в одну сторону.
Для увеличения высоты перфориро-
ванной балки между гребнями могут
быть вставлены прямоугольные пла-
стинки, высота которых может менять-
ся в заданных пределах (рис. 2.11, в).
Такие балки обладают большей несу-
щей способностью, однако трудоем-
кость их изготовления увеличивается.
Наиболее благоприятным случаем
применения перфорированных балок
являются большие пролеты при малых
нагрузках. В этом случае влияние по-
перечных сил на напряжения в верти-
кальной стенке незначительно. Приме-
нение перфорированных балок позво-
ляет получить экономию стали до
20...50 %. Однако, учитывая более
высокую стоимость изготовления, их
применение должно быть оправдано
экономическим сравнением.
При увеличении пролета или рас-
четной нагрузки выгодным является
применение стальных предварительно
напряженных балок, в которых напря-
гающий канат располагается в зонах
максимального растяжения, в преде-
лах высоты балки (рис. 2.12, а) или
вне ее габарита (рис. 2.12,6). Во вто-
ром случае балку называют предвари-
Рис. 2.12. Типы предварительна напряженных стальных балок;
/— стальная балка; 2— затяжка
Л Глава 2. Основы металлических конструкции
тельно напряженной с выносной за-
тяжкой.
Для повышения устойчивости тон-
ких стенок разработаны составные бал
ки с предварительно напряженной стен
кой (рис. 2.12, в), в которых полки при
вариваются к стенке после предвари-
тельного растяжения стенки.
Наибольшее применение в строи-
тельстве находят однопролетные (раз-
резные) балки, как наиболее простые
в монтаже и эксплуатации. По трудо-
емкости изготовления неразрезные бал-
ки уступают первым, однако по расходу
материала и жесткости они более эф-
фективны, что определяет их широкое
применение особенно в многоэтажных
каркасах.
Балочная клетка включает главные
балки, перекрывающие основной про-
лет I с шагом L — 7.9 м, и второсте
пенные балки, опирающиеся на глав
ные с шагом В= 1,5. ..3,0 м (рис.
2.13).
Оптимальная относительная высота
главной балки зависит от многих фак-
торов (расчетного пролета, величины
нагрузки, марки стали, предельной
величины прогиба, назначения балки
и т. д.) и лежит в пределах //10 — //15.
Во второстепенных балках при вели
чине предельного прогиба 1 /250 высота
сечения балки может быть уменьшена
до 1/20.
В зависимости от взаимного распо-
ложения главных и второстепенных
4-
а — с этажным расположением второстепенных балок; б — с второстепенными балками в одном уровне с верхней
полкой главной балки; в — с пониженным расположением второстепенных балок: г — усложненный; / - главная
балка; 2— второстепенная балка; 3— балка настила; 4— настил
2.5. Балки и балочные клетки *7
балок различают три типа балочных
клеток с расположением второстепен-
ных балок (рис. 2.13, а, б, в). Комби-
нированная схема балочной клетки по-
казана на рис. 2.13, г. Балки под листо-
вой настил проектируются с шагом
0,5...1,2 м, под профилированный на-
стил 2...3 м, под железобетонный на-
стил 2...6 м.
Выбор балочной клетки зависит от
конструкции перекрытия (металличес-
кий настил, железобетонные плиты и
др.), наличия технологического обору-
дования, подвесного потолка и других
факторов, поэтому тип балочной клетки
определяется для каждого конкретно-
го случая вариантным проектирова-
нием. Наиболее просты в возведении
и экономичны по расходу материала
балочные клетки с верхним располо-
жением второстепенных балок, но они
имеют недостаток — большую строи-
тельную высоту перекрытия. При огра-
ничении строительной высоты перекры-
тия наиболее целесообразным реше-
нием обладает балочная клетка с рас-
положением второстепенных балок с
главными в одном уровне. Балочные
клетки с пониженным расположением
второстепенных балок и с усложненной
системой применяются в большинстве
случаев при опирании технологическо-
го оборудования или мелкоразмерных
плитах перекрытия.
В большинстве случаев на балоч-
ную клетку действует равномерно-
распределенная нагрузка, которая при
статическом расчете приводится к ли-
нейной нагрузке на балку настила,
вспомогательную и главную балки с их
грузовых площадей (рис. 2.14).
Расчет балок производится в той
же последовательности, в какой пере-
дается нагрузка: балка настила, второ-
степенная и главная балка.
Расчет прокатных балок из прокат-'
ных или гнутых профилей сводится к
определению необходимого номера про-
филя по сортаменту и проверке его на
прочность, жесткость и устойчивость.
Для этого по расчетному изгибающему
моменту М находят требуемый момент
сопротивления сечения:
Wn, min= M/Ryyc, (2.24)
а с учетом развития пластических де-
формаций по формуле:
Wn. min = M/C\Ryyc, (2.25)
где Ci — коэффициент, определяемый
по п. 5.18 СНиП 11-23—81.
Требуемый момент инерции сечения
/ находят из формулы для проверки
относительного прогиба балки, напри-
мер, для разрезной однопролетной
балки с расчетным пролетом lef, загру-
женной линейной нормативной нагруз-
кой qn:
f/lel=5qnlef/384EI [f/lef], (2.26)
путем_ преобразования ее относитель-
но I
/min >(59n/eV384£)[/ef/f], (2.27)
где — величина, обратная пре-
дельному относительному прогибу, при-
нимаемая по табл. 40 СНиП П-23—81,
для главных балок междуэтажных пе-
рекрытий 400; для вспомогательных —
250.
По требуемым минимальным значе-
ниям момента сопротивления и момен-
та инерции по сортаменту подбирают
двутавр или швеллер с ближайшим
большим значением W и
у у п, min
Стечение сварной двутавровой бал-
ки (рис. 2.15) определяется по мини-
мальному моменту сопротивления и оп-
тимальному распределению площади
сечения между стенкой Аш и полкой
А/ в зависимости от отношения Хш =
= /lef//ш-
Следует отметить, что в балке опти-
мальной высоты масса стенки равна
массе поясов. Известно также, что
отступление от hopt на ±20 % приво-
дит к изменению оптимальной массы
всего на 4 %.
Для определения hopt можно вос-
пользоваться зависимостью, получен-
ной К. К. Мухановым:
^ = ^^/2. (2.28)
При определении гибкости стенки
рекомендуется пользоваться зависимо-
стью, представленной ниже:
48
Глава 2 Основы металлических конструкций
hcf, м
tw, мм
1.0
8..10
100. 125
1.5
10 .12
125... 150
2,0
12... 14
145...165
3,0
16...18
165... 185
4,0
20...22
185...200
5,0
22...24
210. .230
Другими критериями выбора высоты
балки являются: минимальная высота
hmin , при которой сечение удовлетво-
ряет требованию жесткости, определяе-
мое при работе балки в упругой стадии:
/г =_L^Al[Sl1—G+-s . , (2.29)
min 24 £ L f J G -I- Vs s
где G и S — соответственно постоян-
ная и временная (снеговая) норматив-
ные нагрузки; yg и ys — коэффициенты
перегрузки для постоянной и времен-
ной нагрузок.
Максимальная высота /гтах , которая
возможна в пределах заданной строи-
тельной высоты перекрытия (эксплуа-
тационное условие).
При выборе окончательной высоты
балки следует стремиться к тому, чтобы
она была вблизи значения /гор(. При
этом рекомендуется с целью унифика-
ции эту высоту задавать кратной
100 мм, а ширину листа стенки из од-
ного прокатного листа до 2200 мм.
Чем тоньше стенка, тем экономич-
ней балка. Это объясняется тем, что
изгибающий момент на 85 % восприни-
мается работой полок и лишь на 15 %—
стенкой. Поперечная же сила, возни-
кающая в балке, почти полностью вос-
принимается работой стенки.
Минимально необходимую толщину
стенки балки из условия наибольших
касательных напряжений в сечении с
максимальной поперечной силой опре-
деляют по формуле
tw. min = 3Q/2ftop,/?s. (2.30)
После этого назначают высоту стен-
ки балки /гш и толщину стенки tw, учи-
тывая, что толщина полок ориентиро-
вочно будет равна 2/ш.
Минимально необходимая площадь
сечения одного пояса балки исходя из
необходимости восприятия расчетного
изгибающего момента определяется
по формуле
A/=3Af/4/?sTcft. (2.31)
Ширина пояса:
bf=Af/tw. (2.32)
При этом следует учитывать кон-
структивные требования по удобству
закрепления балки (6^ 180 мм), по
обеспечению общей устойчивости балки
fef>(l/3...1/5)/i, (2.33)
а также требования по обеспечению
2.5 Балки и балочные клетки
49
Рис. 2.15. К определению сечения составной
сварной балки
bf < 30Zf л/210//?и. (2.35)
После определения всех параметров
сечения сварной балки определяют фак-
тические величины момента инерции
сечения, момента сопротивления сече-
ния W и статического момента сечения
S соответственно по формулам:
/=(/ю/г»/12) + 2у2Ль (2.36)
Г=2///г; ' (2.37)
5=Л,у+(Лш/2)(/1№/4), (2.38)
местной устойчивости выступающей
части пояса для стали с расчетным
сопротивлением по пределу текучести
Ry = 210 МПа
fy<30Zf, (2.34)
для низколегированных сталей других
марок:
а затем производят проверку прочности
и жесткости принятого сечения по фор-
мулам (2.5), (2.6), (2 7) и (2.8).
Статический расчет перфорирован-
ных балок (рис. 2.16) производится
по аналогии с расчетом безраскосных
ферм. В расчетных сечениях возникают
изгибающие моменты М не только от
Рис. 2.16. К определению сечения балки с перфорированной стенкой
Рис. 2.17. Формы потери устойчивости балок
50 Глава 2. Основы металлических конструкций
внешних нагрузок, но и местные изги-
бающие моменты от действия попереч-
ной силы Q. Для балки, симметричной
относительно оси изгиба х х, произво-
дится проверка нормальных напряже-
ний в двух характерных точках 1 и 2
соответственно по формулам:
{MhJlx)+{Q}a/2W^^R,l^ (2.39)
(W,//a.) + (Q|O/2 №, injn)^Ru.,ye/yu.
(2.40)
а также касательных напряжений по
формуле
Q^S/laht^Riyc, (2.41)
где М — изгибающий момент в сечении
балки; Qi = Q/2 — поперечная сила,
воспринимаемая одним тавровым се
чением; Q — поперечная сила в сечении
балки; СД поперечная сила в сечении
балки на расстоянии (с-фх — 0,5а) от
опоры; U7, 1Па, и W, min—наибольший
и наименьший моменты сопротивления
таврового сечения; 1Х — момент инер-
ции сечения балки с отверстием.
Под действием внешней нагрузки
металлическая балка может потерять
общую устойчивость (рис. 2.17, а) или
местную устойчивость стенки или полки
(рис. 2.17, б, в). При потере общей ус-
тойчивости появляются изгиб в верти-
кальной и горизонтальной плоскостях
и кручение вокруг продольной оси. По-
теря общей устойчивости не возникает,
если сжатый пояс балки развязан же-
лезобетонными плитами или профили-
рованным настилом, выполняющими
функцию перекрытия. При отсутствии
указанных конструкций производится
расчет на общую потерю устойчивости
балки, изгибаемой в плоскости ее
стенки:
M/^bWc^Rvyc, .(2.42)
где Wc момент сопротивления бЖй^о-
го пояса балки; — коэффициент
общей устойчивости балок (п. ‘5.15
СНиП 11-23—81). 11 "
Проверку балки на общую устойчи-
вость можно не производить, если
где lcj -расчетная услов-
ная длина балки.
Для предупреждения местной по-
тери устойчивости стенки устраивают
основные поперечные вертикальные и
продольные горизонтальные ребра же-
сткости, а для предупреждения мест-
ной потери устойчивости полок — ос-
новные и дополнительные поперечные
вертикальные ребра жесткости (рис.
2.18). Первое вертикальное ребро уста-
навливается по оси опорной площадки
балки.
В первом приближении расстояния
между поперечными основными реб-
рами жесткости в зависимости от гиб-
кости стенки можно принимать рав-
ными aniax<(2...2,5)/iff.
Ширина выступающей части попе-
Рис. 2.18. Конструкция ребер жесткости:
а - поперечных; б поперечных и продольных;
в то же, с дополнительными поперечными в сжатой
зоне; / опорное поперечное ребро; 2—то же, рядо-
вое; 3— продольное ребро жесткости; 4— дополни-
тельное поперечное ребро
2.5. Балки и балочные клетки 51
речного ребра Ьь при наличии парных
симметричных ребер принимается не ме-
нее hej/(30 + 40) мм.
При высоких тонкостенных балках
с соотношением hef/tw> 160-, Е/Ry
наряду с основными поперечными реб-
рами в сжатой зоне стенки устанав-
ливают горизонтальные продольные
ребра, а при расположении больших
сосредоточенных грузов на полках бал-
ки между основными поперечными реб-
рами сжатая зона дополнительно уси-
ливается постановкой промежуточных
коротких ребер.
Стыки в металлических балках бы-
вают: заводские, выполняемые на за-
воде с целью величения длины элемен-
тов, входящих в отдельный отправоч-
ный элемент; монтажные, выполняемые
на строительной площадке, служащие
для сопряжения отдельных отправоч-
ных элементов в рабочую конструк-
цию (рис. 2.19).
Количество монтажных стыков и их
размещение проектируются по условию
транспортировки.
Монтажные стыки значительно до-
роже заводских, так как они требуют
дополнительного материала на стыко-
вые накладки и монтажные болты, по-
этому их число должно быть мини-
мальным.
Наиболее простым является стык,
у которого пояса и стенка стыкуются
в одном сечении. Однако такой стык в
зоне действия максимального изгибаю-
щего момента не обеспечивает равно-
прочности стыка и основного матери-
ала.
Вследствие этого в наиболее напря-
женных зонах устраивают шов враз-
бежку, выполняя в полках косой сты-
ковой шов, обеспечивающей высокую
надежность соединения (рис. 2.19, а).
На рис. 2.19, б показан монтажный
совмещенный стык с подваркой в зоне
сопряжения стенки и полок балки.
Увеличение надежности стыка в
прокатных и составных балках при
действии значительных моментов и по
перечных сил может быть достигнуто
постановкой горизонтальных накладок
Рис. 2.19. Основные решения стыков балок
по верхней и нижней полкам и верти-
кальных двусторонних накладок по
стенкн балки (рис. 2.19, в).
§ 2.6. КОЛОННЫ И СТОЙКИ
В зависимости от типа поперечного
сечения и его изменения по длине ко-
лонны различают три типа колонн: по-
стоянного по высоте сечения; перемен-
ного по высоте сечения (ступенчатые);
раздельного типа, при котором ветви
колонн не жестко связаны друг с
другом и каждая ветвь выполняет свою
функцию (рис. 2.20).
Наиболее употребимы в практике
строительства колонны постоянного по
высоте сечения, как наиболее простые
в изготовлении. При наличии мостовых
кранов применяют ступенчатые колон-
ны. Колонны раздельного типа исполь-
зуют редко, главным образом в тех слу-
чаях, когда мостовые краны большой
грузоподъемности опираются на не-
большой высоте.
По типу сечений различают: сплош
ностенчатые колонны, выполняемые из
прокатных труб, двутавров, или сварен-
ные из трех листов и более, или со-
стоящие из различных комбинаций
открытых профилей (рис. 2.21, а...з),
сквозные, состоящие из двух или че-
Рис. 2.20. Основные типы внецентренно-сжатых колонн промышленных зданий:
а — сплошная постоянного сечения; б-, в — сплошная и сквозная ступенчатые; г — сквозная раздельная
Глава 2. Основы металлических конструкций
2 6 юнны и ч!кц
Рис. 2.21. Типы сечения
колонн:
а — е — сплошностенчатых
центрально-сжатых:
ж. з — то же, внецентренно
сжатых; и, к, л, м сквоз-
ных центрально-сжатых;
н, и — то же, внецентренно
сжатых; I— основные эле-
менты колонн; 2—планки;
3—стержни решетки
тырех ветвей (рис. 2.21, и...о), соеди-
ненных между собой планками или
треугольной решеткой, выполненной из
уголков, швеллеров или других профи-
лей (рис. 2.22, а...в). Планки в сквоз-
ных колоннах применяют, когда рас-
стояние между ветвями не превы-
шает 600 мм.
Среди сплошностенчатых колонн
наибольшее применение находят про-
катные широкополочные двутавры или
двутавры, сваренные из трех листов.
Наиболее экономичными для централь-
но-сжатых колонн являются трубчатые
сечения, отличающиеся равноинерцион-
ностью относительно любой оси, про-
ходящей через их центр тяжести. Од-
нако трубчатые и крестовые сечения
имеют существенный недостаток —
сложность крепления балок к колоннам.
При больших длинах и развитых
сечениях сквозные колонны по расходу
материала более эффективны, чем
сплошные, однако более трудоемки в
изготовлении и дороже. Основной об-
ластью применения сквозных колонн
являются одноэтажные промышлен-
ные здания с высотой Н> 10 м или за-
груженные мостовыми кранами.
Расчет центрально-сжатой колонны
начинают с определения расчетной
продольной силы N с грузовой пло-
щади Аз колонны (см. рис. 2.14).
Требуемая площадь сечения колон-
ны может быть определена из условия
обеспечения устойчивости центрально-
сжатого стержня по формуле
Acal=N/(fpRyyc). (2.43)
Для предварительного расчета ко-
эффициен г продольного изгиба <р при-
нимается: для стальных колонн равным
0,75...0,85, для алюминиевых — 0.6...
0,75. По найденному значению Acoi стер-
жень сплошной колонны из прокатных
профилей определяют подбором про-
филя по сортаменту, у которого значе-
ния площади
Габаритные размеры центрально-
сжатых колонн в зависимости от типа
54 Глава 2. Основы металлических конструкций
сечения и допустимой гибкости в пер-
вом приближении можно принимать по
табл. 2.2. При этом руководствуются
следующими соображениями: чем боль-
ше сила действует на колонну, тем гиб
кость колонны должна быть меньше.
В основных зданиях .и сооружениях
рекомендуется гибкость колонн прини-
мать в пределах Х = 6О...9О.
Таблица 2.2. Приближенные габаритные размеры
колонн (hxb)
Тип сечения Габаритные размеры при гибкостях
Х = 60 Х = 90 Х= 120
Сварной широкополочный двутавр Н/14 Н/21 Н/29
Т рубчатое Н/21 Н/31 Н/42
Замкнутое из двух уголков Н/24 Н/36 Н/48
Сквозное из двух швелле- ров Н/23 Н/34 Н/45
Сквозное из четырех угол- ков Н/26 Н/39 Н/52
Расчет сквозных центрально-сжа-
тых колонн представляет собой более
сложную задачу. Они рассчитываются
на устойчивость по формуле (2.43),
однако значение коэффициента <р оп-
ределяется не по условной гибкости X,
а по величине приведенной гибкости
Хф определяемой по табл. 7 СНиП
Н-23—81 При этом следует учитывать,
что гибкость отдельных ветвей между
узлами примыкания планок или элемен-
тов решетки к вертикальным стойкам
колонны, принимаемая не более 80, не
должна быть меньше величины приве-
денной гибкости kef стержня колонны в
целом.
При конструировании сквозных ко-
лонн свободная длина элементов сое-
динительной решетки должна дърици-
маться из условия /^40t для сжатых
стержней и /^80г для растянутых.
Для расчета сплошных и сквозных
внецентренно сжатых колонн опреде-
ляют их расчетную схему в структуре
поперечного каркаса здания и с уче-
том различных комбинаций усилий на-
ходят изгибающие моменты М, про-
дольные N и поперечные Q силы во
всех характерных сечениях. Затем с
помощью табл. 2.3 определяют ориен-
тировочные параметры сечения ко-
лонны.
Предварительное значение требуе-
мой площади сечения сплошностенча-
той внецентренно сжатой колонны:
/V ,
Ац, F
о
(2.44)
Подобранное сечение проверяется
на устойчивость в плоскости действия
изгибающего момента. С этой целью
определяют приведенный эксцентриси-
тет
mef = (r\M/N)(A/Wx). (2.45)
Подобная проверка принятого се-
чения производится и на устойчивость
из плоскости действия момента (и. 5.3
СНиП 11-23—81).
Расчет на устойчивость сплошно-
стенчатых внецентренно сжатых стерж-
ней в плоскости действия момента вы-
полняется по формуле (2.13).
При расчете сквозных внецентренно
сжатых колонн коэффициент <ре опре-
деляется в зависимости от условной
приведенной гибкости и относитель-
ного экцентриситета пт.
М дп
N J
(2-46)
Таблица 2.3. Минимальные соотношения 'между высотой h сечения и длиной надкрановой hsup
и подкрановой hi„f колонны
.G ' _____
Прн значениях 1, Л И /2, м В колоннах ПОСТОЯННОГО сечения h/l НН1* ТГ колоннах переменного сечения и раздельного типа
В подкрановой части hlnf=h В надкрановой части Л5„р//г
Сплошные Сквозные
До 10...12 15...20 25.„30 1/15 1/18 1/20 1/10...1/14 1/12...1/16 1/15...1/20 1/9...1/12 1/11..1/14 1/13...1/17 1/8...1/12
2.6. Колонны и стойки 55
где а — расстояние от центра тяжести
сечения до оси наиболее сжатой ветви.
При конструировании колонн особое
внимание следует уделять базе, ого-
ловку и продольному стыку.
Базой называется опорная часть ко-
лонны, передающая усилия с колонны
на фундамент. Основным элементом ба-
зы является опорная плита, приварен-
ная к торцу стержня колонны. Раз-
меры опорной плиты зависят от вели-
чины действующей продольной силы в
колонне, наличия изгибающего момен-
та в опорном сечении колонны и несу-
щей способности материала фунда-
мента. В зависимости от этих призна-
ков различают два принципиальных
конструктивных решения базы — в ви-
де толстой опорной плиты (рис. 2.23, а);
в виде сравнительно тонкой плиты,
усиленной вертикальными ребрами
(рис. 2.23, б) и дополнительными лис-
тами траверсы (рис. 2.23, в). Первое
представляет собой простейшее реше-
ние и применяется при сравнительно
небольших продольных усилиях в ко-
лонне и шарнирном опирании колон-
ны на фундамент. При увеличении про-
дольной силы увеличивать несущую
способность базы колонны за счет уве-
личения толщины опорной плиты неце-
лесообразно, поэтому траверсу выпол-
няют с ребрами жесткости.
Площадь опорной плиты Ар1, кото-
рой обеспечивается передача усилия
от колонны на фундамент, определя-
ется по формуле
Apt=N/yRb, (2.47)
где N — расчетная продольная сила в
колонне на уровне базы; Rb — расчет-
ное сопротивление бетона осевому сжа-
тию, для предельных состояний 1-й
группы, принимаемое равным 6,5; 8,0 и
13,0 МПа соответственно для бетона
В15, В20 и ВЗО; у — коэффициент уве-
личения Rh в зависимости от соотно-
шения площади верхнего обреза фунда-
мента А) к рабочей площади опорной
плиты у — \[а^/Ар1, но не более 1,5.
В колоннах, работающих на вне-
центренное сжатие, следует проекти-
ровать жесткие базы, развитые в плос-
кости действия момента. В сплошно-
стенчатых колоннах, как правило, та-
кие базы проектируются одностенчаты-
ми (рис. 2.23, д), а в двухветвевых,
особенно с раздельными ветвями, базы
проектируются с раздельными баш-
36 Глава 2. Основы металлических конструкций
маками. База одновременно исполь
зуется для крепления колонн к фун-
даментам, осуществляемого с помощью
анкерных болтов диаметром 20...76 мм
с соответствующей несущей способ-
ностью N = 315..5010 кН. Рас-
max
четное сопротивление стали ан-
керных болтов принимается Ry =
= 140 МПа.
Для внецентренно сжатых колонн
5-5
Рис. 2.23 Типы опорных баз одновеК
вевых колонн:
а — центральносжатых с фрезерованный
торцом стержня; б, в, - то же, с передачей
усилия через сварные швы; «?> д внецСнт
ренно сжатых; /- опорная плита; 2—реб-
ро жесткости; 3 лист траверсы, 4— ан-
керный болт; 5— установочная проушина с
винтами; 6— шайба
Bud /I
2.6. Колонны и стойки 57
Рис. 2.24. Типы оголовков колонн и опорные узлы опирания балок:
а, б— оголовки сплошных колонн; в то же, сквозных; г опирание балок через опорные ребра жесткости;
д — опирание балок через нижние полки; /—стержень колонны; 2—опорный лист оголовка; 3 центрирую-
щая пластинка? 4 - ребро жесткости; 5 - овальные отверстия под анкерные болты
количество анкерных болтов опреде-
ляется по формуле с одной стороны
от оси симметрии
nb=[(M-Na)/y]/Nmaii, (2.48)
где М — расчетный изгибающий мо-
мент в опорном сечении; N — продоль-
ная сжимающая сила; а — расстояние
от оси приложения продольной сжима-
ющей силы до оси равнодействующей
силы в анкерных болтах сжатой ветви;
у — расстояние между осями равнодей-
ствующих в анкерных болтах сжатой
и растянутой ветви колонны.
На уровне подошвы опорной плиты
возникают также сдвигающие силы,
восприятие которых осуществляется те-
ми же анкерными болтами, работаю-
щими на сдвиг подобно болтовым сое-
динениям.
Оголовком называют верхнюю часть
колонны, служащую для передачи уси-
лия от вышележащих конструкций (ба-
лок, ферм) на стержень колонны. По
конструктивным признакам различают
оголовки сплошных (рис. 2.24) и сквоз-
ных колонн. Основным элементом ого-
ловка является опорная плита, при-
вариваемая к фрезерованным торцам
стержня колонны.
58
Глава 2. Основы металлических конструкций
Рис. 2.25. Варианты монтажных и заводских стыков колонн:
а при действии продольной сжимающей силы; б-д—при одновременном действии продольной сжимающей
силы и нагибающего момента; е — з — в местах опирания подкрановых балок
В оголовки, подобно базам колонн,
вводят ребра жесткости, обеспечиваю-
щие равномерное включение в работу
полное сечение стержня колонны. Очень
важным моментом конструирования ме-
таллических колонн является обеспе-
чение центрирования передачи усилия,
которое достигается привариванием к
опорному листу оголовка центрирую-
щих пластин, ширина которых, как
правило, не превышает 100 мм.
Вопросы обеспечения центрирова-
ния остаются ключевыми и при проек
тировании стыков стержня колонны.
По своему назначению стыки разде-
ляются на заводские и монтажные.
Заводские служат для удлинения стер-
жня колонны и выполняются, как пра-
вило, на сварке встык с соответствую-
щей разделкой кромок (рис. 2.25, а—в).
Монтажные стыки служат для сопря-
жения отдельных монтажных марок
друг с другом на строительном объекте.
Поэтому они проектируются, как прави-
ло, на болтах (рис. 2.25, г, д). При этом
поверхности сопряжения фрезеруются
в обязательном порядке. Для увели-
чения прочности и надежности стыка
по линии разреза может устраиваться
и монтажная сварка (рис. 2.25, з).
ГЛАВА 3
ОСНОВЫ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ ДЕРЕВА И ПЛАСТМАСС
3.1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ.
ДОСТОИНСТВА И НЕДОСТАТКИ
Развитие во второй половине нашего
века химии полимеров не только дало
строительству новые виды материа
лов — конструкционные пластмассы.
Главным результатом для инженерных
конструкций было создание синтети-
ческих клеев и освоение технологии
склеивания древесины, что вместе с ан-
тисептированием, повышением огне-
стойкости, внедрением новых производ-
ственных процессов существенно рас-
ширило возможности использования де-
ревянных конструкций в индустриаль-
ном строительстве.
Клееная древесина — новый, в из-
вестной мере искусственный материал,
превышающий по прочности обычную
древесину и освобожденный от ряда
ее недостатков. Склеивание позволяет
не только создавать из древесины мо-
нолитные элементы любого сечения,
формы и длины, но и распределять
материал по сечениям и длине кон-
струкции наилучшим образом. Поэтому
специалисты считают, что освоение
склеивания древесины является в строи-
тельной технике шагом не менее зна
чительным, чем освоение сварки
стали.
В отличие от большинства дере-
вянных конструкций прошлых лет, из-
готовлявшихся преимущественно на
строительной площадке, клееные яв-
ляются индустриальными, т. е. такими,
в конструкцию которых заложен прин-
цип заводского изготовления с широ-
ким использованием комплексной ме-
ханизации и поточности производства.
Обширной областью применения не-
сущих деревянных конструкций — ба-
лок, ферм, арок, сводов, куполов и
др.— являются покрытия граждан
ских, промышленных и сельскохозяй-
ственных зданий: малых (до 6 м), сред-
них (до 24 м) и больших (до 100 м)
пролетов. Специфической областью
применения древесины считаются цехи
и хранилища продукции химической
промышленности, в атмосфере которых
содержатся газы и пары, разрушаю
щие металл и бетон. В районах, где
лес является местным материалом,
рационально строительство малоэтаж
ных каркасных и щитовых деревян-
ных домов. Они могут (успешно конку
рировать с привозимыми издалека ма-
териалами и конструкциями, перевоз-
ка которых не только дорога, но и
длительна. Наконец, для таких вспомо-
гательных сооружений, как подмости,
леса, кружала, опалубка, дерево за-
частую является единственно приемле-
мым материалом.
Древесина достаточно прочна, лег-
ка и, будучи защищена от увлажне-
ния, долговечна. Лесные ресурсы на-
шей страны при правильном ведении
лесного хозяйства практически неис
черпаемы.
К основным недостаткам дерева от-
носят его подверженность загниванию
и возгоранию. Однако правильная экс-
плуатация деревянных конструкций
(исключение одновременного действия
тепла и влаги конструктивными меро-
приятиями) обеспечивает долголетний
срок службы деревянных конструкций
(примеры: стропильные фермы Мос-
ковского манежа, построенного в
1817. Г-м,и Кижский погост, 1714 г.).
Антисщэдррование древесины служит
доцолнитрльным средством продле-
ния ее дрлговечности.
Огнестойкость деревянных кон-
струкций, заметно повышается при уве-
личении роперечных сечений элементов,
что характерно для клееных конструк
ций. Огневые испытания показывают,
что она выше, чем у конструкций из
стали и тем более алюминия (см.
рис. 1.6).
60
Г лапа 3 Основы конструкций из дерева и пластмасс
3.2. ДРЕВЕСИНА
И ДРЕВЕСНЫЕ МАТЕРИАЛЫ
Полное представление о строении
древесины дают три разреза ствола—
поперечный и два продольных (ради-
альный и тангенциальный) (рис. 3.1).
В поперечном сечении ствола видно,
что вся древесина разграничена кон-
центрическими слоями, окружающими
сердцевину,— это годичные кольца,
представляющие собой ежегодный при-
рост клеток древесины. Ширина годич-
ных слоев зависит от возраста, породы,
условий произрастания и положения
в стволе. Также можно заметить, что
вся масса древесины состоит из двух
частей: наружной, более светлой, на-
зываемой заболонью, и внутренней,
более темной, называемой ядром (рис.
3.2). Сердцевина— тонкостенные от-
мершие клетки рыхлой первичной тка-
ни, вокруг которых образуются годич-
ные кольца, имеет вид круглого стерж-
ня диаметром 2...5 мм. Сердцевина
обладает малой прочностью и легко
загнивает.
Качество лесоматериала, получае-
мого из древесных стволов, зависит
от однородности строения древесины.
От этого же зависят и физико-механи-
ческие свойства древесины.
В процессе роста дерева на некото-
рых его участках однородность строе-
ния оказывается нарушенной. В таких
местах зарождаются пороки древе-
сины, к которым относятся сучкова-
тость, свилеватость, косослой, смоля-
ные ходы (серницы) и трещины. Кроме
Рис. 3.1. Характерные разрезы древесины:
а — ствола; б — пиломатериала; /— поперечный (тор-
цовый); 2— радиальный; 3—тангенциальный
Рис. 3.2. Схема строения древесины:
/— кора; 2— луб; 3— годичные кольца; 4— сердцеви-
на; 5— сердцевинные лучн; 6— серницы
того, возникают места поражения дре-
весины биоразрушителями.
Сучки — заросшие остатки отмер
ших ветвей дерева. Обходя сучок, во-
локна древесины искривляются и от-
клоняются от продольного направле-
ния. Наличие сучков значительно сни-
жает прочность древесины, особенно
при растяжении и изгибе. Сучки явля-
ются допустимыми, но строго контро-
лируемыми пороками. Трещины пред-
ставляют собой разрывы древесины
вдоль волокон, могут образовываться
как на растущем, так и на срублен-
ном дереве и имеют различные при-
чины образования. Свилеватость —
волнистое и беспорядочное отклонение
волокон древесины от продольной оси
ствола. Косослой — винтообразное от-
клонение волокон древесины от пря
мого направления ствола. Косослой
практического влияния на прочность
круглых лесоматериалов не оказыва-
ет, но сильно понижает прочность
пиломатериалов вследствие перерезы-
вания волокон древесины при продоль-
ной распиловке бревен.
Биоразрушение древесины происхо-
дит в результате деятельности дерево-
разрушающих грибов и микроорганиз-
мов (гниение) и деятельности насеко-
мых (разрушение). Для жизнедея-
тельности грибов и микроорганизмов
необходимы влага и кислород. Поэтому
гниение древесины может происхо-
3.2. Древесина и древесные материалы 61
дить только при влажности древе
сины 20...30 % и при температуре от 2
до 40 °C, но споры многих грибов могут
длительное время переносить и сушь и
низкие температуры. Домовые грибы
поражают не только деревянные кон-
струкции, но и древесно-волокнистые и
древесно-стружечные плиты, камышит
и др. Способы предотвращения гниения
имеют своей целью создание условий,
неблагоприятных для дереворазрушаю-
щих грибов. Радикальный путь борьбы
с гниением древесины — химический,
т. е. введение в древесину антисепти-
ков — веществ, ядовитых для грибов,
но безвредных для людей и животных.
Разрушителями древесины являются
насекомые: жуки, рогохвосты, термиты
и морские древоточцы, питающиеся тка
нями дерева. От этих разрушителей
древесину защищают в основном хи-
мическими способами — введением в
древесину инсектицидов.
Физические свойства древесины.
Плотность древесины колеблется в ши-
роких пределах и зависит от ее породы
и влажности.
Плотность (кг/м3) наиболее рас-
пространенных пород древесины в воз-
душно-сухом состоянии: сосна, ель.
пихта, кедр — 500; лиственница — 650;
дуб, бук, граб — 700. С увеличением
влажности плотность древесины воз-
растает.
Влажность древесины, т. е. масса со-
держащейся в ней воды по отношению
к массе сухой древесины, очень сильно
влияет на ее физико-механические
свойства. При изменении гигроскопи
ческой влажности древесины от нуля до
предела насыщения волокон (30 %),
или наоборот, происходит либо увели-
чение ее размеров (разбухание), либо
уменьшение ее размеров (усушка).
Вследствие неоднородности строения
древесины ее усушка и разбухание в
различных направлениях различны.
Усушка вдоль волокон древесины так
мала (~0,1 %), что ею пренебрегают,
в радиальном направлении она состав-
ляет 3...6 %, а в тангенциальном —
6... 12 %. Следствием разницы степени
усушки древесины в тангенциальном и
радиальном направлениях и неравно-
мерности высыхания является появле-
ние значительных внутренних напря-
жений в древесине, приводящих к ко-
роблению и растрескиванию пилома-
териалов и бревен. Коробление древе-
сины бывает продольным и поперечным.
Изменение гигроскопической влаги от
0 до 30 % существенно влияет на
прочность и жесткость древесины.
Коэффициент линейного расширения
древесины вдоль волокон а = (3,4...3,7)
10-6 в 7... 10 раз меньше, чем поперек
волокон, и в 2...3 раза меньше, чем у
стали. Поэтому деревянные конструк-
ции практически не подвержены напря-
жениям, возникающим при изменении
температуры окружающей среды; их не
разделяют на температурные отсеки.
Химическая стойкость древесины.
По сравнению с металлом и железо-
бетоном древесина более стойка к
химическим воздействиям и поэтому ре-
комендуется к применению в зданиях
и сооружениях с химически агрессив-
ной средой.
Механические свойства древесины.
По своему строению древесина явля-
ется анизотропным материалом, ее ме-
ханические свойства различны в раз-
личных направлениях и зависят от угла
между направлением усилия и направ-
лением волокон. При совпадении на-
правлений действующего усилия и во-
локон прочность древесины макси-
мальна, при действии усилия под уг
лом 90° — минимальна; при других
углах занимает промежуточное поло-
жение. Для расчета элементов дере-
вянных конструкций необходимо знать
показатели прочности древесины при
различных видах напряженного со-
стояния (растяжении, сжатии, изгибе,
скалывании, смятии, перерезывании
волокон). Особенностью древесины яв
ляетей ползучесть, т. е рост деформа
ций в течение длительного времени пос-
ле приложения нагрузки. Примером
проявления ползучести является прови-
сание балок и ферм при длительной
эксплуатации. Если ряд образцов дре-
62
Глава S. Основы конструкций из дерева и пластмасс
весины загрузить различной по ве-
личине нагрузкой, то их разрушение
произойдет в разное время — чем боль-
ше нагрузка, тем скорей разрушается
образец, а часть образцов никогда
не разрушится. Эти испытания вы
являют длительную прочность древе-
сины, тогда как в стандартных испы-
таниях чистых образцов устанавливают
предел ее прочности (временное сопро-
тивление). Расчетные сопротивления
сосны, ели и лиственницы приведены
в приложении 7.
При расчете модуль упругости дре-
весины вдоль волокон независимо от
породы древесины принимается равным
Е=10 000 МПа. Упругие свойства
древесины при направлении усилия по-
перек волокон примерно в 20. .25 раз
меньше. Упругие свойства фанеры за-
висят от направления волокон наруж-
ных шпонов относительно действую-
щего усилия. Например, упругие ха-
рактеристики строительной фанеры
(марки ФСФ) составляют: модуль уп-
ругости Е = 9000 МПа; Е45 = 2500 МПа;
модуль сдвига G=750 МПа; G<5 =
--=300 МПа.
Сортамент лесоматериалов. Лесома-
териалы делят на круглые и пиленые.
Круглый лесоматериал — это нарезан-
ные определенной длины, очищенные
от сучков и коры стволы деревьев
(бревна), которые используют в основ-
ном при построечном изготовлении
деревянных конструкций в круглом
виде или в качестве сырья для полу-
чения пиломатериалов. Бревна имеют
следующие стандартные размеры:
Категория Толщина (диаметр), см Градация по толщине, см
Мелкие 6. 13 1
Средние 14.„24 2
Крупные 25 и выше 3
Длина бревен от 3,5 до 6,5 м с гра-
дацией через 0,5 м. Бревна имеют ес-
тественную усеченно коническую фор-
му. Изменение толщины бревен по
длине называется сбегом, который при-
нимается в среднем 0,8 см на 1 м длины
бревна. Толщина бревен определяется
диаметром его тонкого конца.
Пиломатериалы получают путем
продольной распиловки бревен на ле-
сопильных рамах или круглопильных
станках. Бревна распиливают на плас-
тины, четвертины, лежни, брусья, брус-
ки или доски. Брусья и доски бывают
обрезными — со всеми пропиленными
кромками и необрезными, у которых
кромки не пропилены.
Пиломатериал, у которого отноше-
ние ширины к высоте b/h^.2, можно
разделить на: брусья (Д = 130...250 мм;
й = 130...230 мм) и бруски (Л=100...
...160 мм; /7 = 30...100 мм). Пилома-
териал, у которого отношение ширины
к толщине b/t> 2, называют досками.
Доски бывают тонкие — / = 16...32 мм и
толстые / = 40...100 мм.
Рекомендуемый сортамент хвойных
пиломатериалов деревянных конструк-
ций: толщина — 25, 32, 40, 44, 50, 60,
75, 100, 125, 150, 175, 200 мм, ширина- -
75, 100, 125, 150, 175, 200, 225, 250,
275 мм (последний размер не рекомен-
дуется для толщин более 125 мм).
Длина пиломатериала — до 6,5 м.
Древесные материалы. В строитель-
ных конструкциях используют не толь-
ко древесину в естественном виде,
но и ряд изготовленных из нее мате-
риалов: например, строительную фане-
ру, древесно-стружечные и древесно-
волокнистые плиты.
Строительная фанера — конструк-
тивный, многослойный материал за-
водского изготовления. Она состоит,
как правило, из нечетного количества
склеенных между собой тонких листов
древесины (древесного шпона). Волок-
на древесины в смежных, соприка-
сающихся шпонах направлены пер-
пендикулярно друг другу таким обра-
зом, что в листах фанеры направление
волокон в лицевых (наружных) слоях
одно и то же. Длина листов фанеры
измеряется вдоль направления воло-
кон лицевых шпонов. Фанера разли-
чается по числу слоев, толщине, сорту
и породе древесины. В строительных
конструкциях применяют в основном
3.3. Синтетические строительные материалы (пластмассы) 63
фанеру из березового шпона и в мень-
шем объеме — из шпона листвен-
ницы.
По сравнению с цельной древеси-
ной основными преимуществами фа-
неры являются более равномерная
прочность вдоль и поперек листа, боль-
шее сопротивление растрескиванию и
листовая форма, что является глав-
ным преимуществом фанеры. Перпенди-
кулярное расположение шпонов в фа-
нере снижает усушку и разбухание
при изменении влажности, а также
уменьшает анизотропию свойств в
плоскости листа. Влияние пороков дре-
весины на прочность фанеры значи-
тельно ниже, чем у естественной дре-
весины.
Как конструктивный материал фа-
нера применяется повышенной водо-
стойкости, получаемая склейкой шпонов
водостойкими синтетическими клеями
типа фенолформальдегидных. Фанера
выпускается толщиной от 1,5 до 15 мм,
длиной 2240, 2135, 1830, 1525 (основ-
ная длина) и 1220 мм, шириной 1525,
1220 и 725 мм Наибольшее применение
находит фанера толщиной 8... 12 мм.
Для небольших ответственных кон-
структивных строительных деталей мо-
жет применяться бакелизированная фа
нера. Бакелизированная фанера изго-
товляется из тонкого березового шпона,
пропитанного и склеенного фенолфор-
мальдегидным клеем. Она имеет такое
же строение, как и строительная, но
обладает повышенной водостойкостью
и прочностью (в 2...3 раза выше строи-
тельной). Листы бакелизированной фа-
неры выпускаются толщиной 5... 18 мм,
длиной 1550...7700 мм и шириной 1200...
1500 мм.
Прочностные характеристики строи-
тельной фанеры приведены в приложе-
нии 8.
Древесно-стружечные плиты—лис-
товой древесный материал, получаемый
путем горячего прессования древес-
ных стружек, пропитанных термореак-
тивными смолами (фенолформальде-
гидными, мочевиноформальдегидными
и др.); расход смол составляет 8...
12 % по массе. Плиты, имеющие плот-
ность 650... 1000 кг/м3, применяют как
конструкционный и отделочный мате-
риал. Размер плит: длина 1800...
3500 мм, ширина 1220... 1750 мм, толщи-
на 4...32 мм.
Древесно-волокнистые плиты
листовой материал, изготовленный пу-
тем горячего прессования волокнистой
массы, состоящей из специально об-
работанных древесных волокон, напол-
нителей, синтетического термореак-
тивного связующего и добавок (анти-
септиков, антипиренов и др.). В строи-
тельных конструкциях применяются
твердые и сверхтвердые древесно-во-
локнистые плиты. Твердые плиты имеют
плотность не менее 850 кг/м3 и проч-
ность при растяжении около 20 МПа,
а сверхтвердые плиты имеют плот-
ность 950 кг/м’’ и прочность не менее
25 МПа. Древесно-волокнистые плиты
выпускаются толщиной 3...8 мм, дли-
ной 1200...3600 мм, шириной 1000...
1800 мм.
3.3. СИНТЕТИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИОННЫЕ СТРОИТЕЛЬНЫЕ
МАТЕРИАЛЫ (ПЛАСТМАССЫ)
Как строительный конструкционный
материал пластмассы начали исполь-
зовать в середине 50-х годов. В после-
дующие годы было разработано множе-
ство конструкционных пластмасс, обла-
дающих самыми разнообразными свой-
ствами, которые быстро превратили их
в незаменимые и широко используемые
в самых различных областях народ-
ного хозяйства конструкционные ма-
териалы, где строительство является
их основным потребителем.
' Строительные конструкции с при-
менением пластмасс сводятся к сле-
дующим основным видам: двух- и трех-
слойные панели типа «сэндвич» несу-
щих и ограждающих конструкций кров-
ли и стен; одно- и двухслойные свето-
проницаемые конструкции световых
фонарей и вертикальных ограждений;
погонажные элементы из стеклоплас-
тика (профили, трубы) для стержневых
и решетчатых несущих конструкций;
дольного изгиба
о = Л//И<-о/фХ/?с, (3.3)
где Acai — расчетная площадь попереч-
ного сечения сжатого элемента, при-
нимаемая равной:
при отсутствии ослаблений или ос-
лаблениях в опасных сечениях, не вы-
ходящих на кромки (рис. 3.3, а, б),
если площадь ослаблений не превы-
шает 25 %А, Acai = A (где А — пло-
щадь сечения брутто); при ослаблениях,
не выходящих на кромки, если площадь
ослабления превышает 25 %А (рис. 3.3,
в), Лсо/=4/ЗЛп;
при симметричных ослаблениях, вы-
ходящих на кромки (рис. 3.3, г),
А1п1=Ап-, ф— коэффициент продольно-
го изгиба, зависящий от гибкости к сжа-
того элемента.
Методика определения гибкости
приведена в гл. 2. При вычислении
гибкостей радиусы инерции типичных
для дерева прямоугольных и круглых
сечений находят из выражений: 1 =
= 0,2896 и z = 0,25d, где b и d — соот-
ветственно минимальный размер пря-
моугольного сечения и диаметр круг-
лого.
На прочность по формуле (3.2)
рассчитывает только короткие стерж-
ни, длина которых не превышает 6...8
минимальных размеров сечения. Рас-
чет более длинных сжатых стержней
Рис. 3.3. К определению расчетной площади ежа-
тых элементов
ведется по формуле (3.3) с учетом
продольного изгиба.
При гибкости к~> 70 коэффициент
продольного изгиба ф вычисляют по
формуле (гипербола Эйлера)
Ф=С/>.2, (3.4)
где для древесины С = 3000, для фане-
ры С=2500, для стеклопластика С —
= 1100.
При меньших гибкостях (Х<70),
т. е. когда древесина работает за пре-
делом упругости, величину ф опреде-
ляют по эмпирической формуле (па-
рабола Кочеткова):
tp=l—а(Х/Ю0)2, (3.5)
где а = 0,8 для древесины, а = Г для
фанеры и стеклопластика. При этом
гибкость элементов деревянных кон-
струкций не должна превышать значе-
ний, приведенных в табл. 14 СНиП
11-25—80.
Непосредственное определение тре-
буемой площади сечения сжатого эле-
мента выполнено быть не может, по-
скольку формула (3.3) содержит две
неизвестные величины А и ф. Послед-
няя, в свою очередь, зависит от гео-
метрии выбранного сечения, в том числе
и от А. Поэтому решать эту задачу
приходится последовательными прибли-
жениями, задаваясь предварительно
предположительной величиной фпр. Тог-
да требуемая площадь сечения
Лтр = Л^/(/?сфпр). (3.6)
После этого компонуют сечение и,
найдя его геометрические параметры
Аса/ и i, проверяют напряжение по
формуле (3.3). При отклонениях вы-
численного напряжения о от расчет-
ного сопротивления сжатию вносят
изменения в состав сечения и снова
проверяют напряжение, повторяя про-
цедуру до достижения допустимого
соотношения между о и Rr.
Изгибаемые элементы рассчитывают
на прочность по нормальным и скалы-
вающим напряжениям, а также про-
веряют их прогибы. Расчет на проч-
ность по нормальным напряжениям
4 I . ,i .... Kuniv'pi, л;/
выполняют по формуле
a = /W/№ra/</?„, (3.7)
где M — изгибающий момент; Wcai —
расчетный момент сопротивления попе-
речного сечения элемента.
Для цельных элементов Wcoi— И7Л;
для составных элементов на податли-
вых связях Vi'cai— Wnkw (значения
k даны в табл. 13 СНиП Н-25—80).
При определении W,, ослабления се-
чения, расположенные на участке
этемента длиной 20 см, принимают сов-
мещенными в одном сечении.
Короткие элементы (/^6/г), эле-
менты, сильно нагруженные у опор,
н элементы сложного профиля рас-
считывают на прочность по скалыва
нию по формупе
т — QS/(Ibcai)^Rn, (3.8)
ле Q — максимальная поперечная си-
ла; brai — расчетная ширина сечения
элемента; S — статический момент
брутто скалываемой части сечения от-
носительно нейтральной оси; I — мо-
мент инерции поперечного сечения
брутто.
Кроме расчета на прочность узкие
и высокие изгибаемые элементы прямо-
угольного сечения проверяют также на
устойчивость плоской формы дефор-
ирования по формуле
<^M/(4>KW)<Rn, (3.9)
де %м — коэффициент устойчивости из-
гибаемого элемента; для прямоуголь-
ных элементов, шарнирно закреплен-
ных от смещения из плоскости изгиба
а расстоянии 1Р друг ог друга и за-
крепленных в опорных сечениях, опре-
гляется по формуле
Фм = 140Ь2/ (/рЖф. (3.10)
где К* - коэффициент, зависящий от
нормы эпюры изгибающих моментов
- участке lv и определяемый по дан-
ным табл. 2 приложения 4 СНиП
12г — 80.
Проверку устойчивости плоской
Нормы деформирования изгибаемых
1ементов постоянного двутаврового
или коробчатого сечения при условии
1р'^7Ь производят по формуле
М/(fW^Ra, где <р определяется по
формуле (3.4) или (3.5).
Проверка деформативности изги-
баемых элементов заключается в оп-
ределении упругого прогиба от норма-
тивных нагрузок и сравнении его от-
носительной величины f/l с предель-
ными значениями {///], указанными в
табл. 3.1.
Таблица 3.1. Предельные прогибы элементов
зданий и сооружений
Элементы конструкций Предельные прогибы в долях пролета
Балки междуэтажного пере- крытия 1/250
Балки чердачного перекрытия Покрытия (кроме ендов): 1/200
прогоны, стропильные ноги 1/200
балки консольные 1/150
фермы, клееные балки (кро- ме консольных) 1 /300
ПЛИТЫ 1/250
обрешетки, настилы 1/150
Несущие элементы ендов 1 /400
Панели и элементы фахверка 1/250
Примечания: 1 При наличии штукатурки
прогиб элементов перекрытий только от длитель-
ной временной нагрузки не должен превышать
1/350 пролета. 2. При наличии строительного
подъема предельный прогиб клееных балок
допускается увеличивать до 1/200 пролета
Относительный прогиб определяется
по формуле
f/L = &PnL-/EI <[///], (3.11)
где р — коэффициент, зависящий от
вида изгибаемого элемента и характера
нагрузки; Рп — полная нормативная
нагрузка на изгибаемый элемент.
В случае несовпадения направления
действия нагрузки с направлением од-
ной из главных осей сечения изгибае-
мого элемента возникает косой изгиб
(рис. 3.4).
Косой изгиб испытывают прогоны
кровли, уложенные по поверхностям
ската, поперечины наклонных эстакад
и т. п. Расчет на косой изгиб по проч-
ности производится по формуле
п = /Ил/№к + /И„/(3.12)
[ia^ >HH< I,:.'., r;, ur. 4.' t. .
Рис. 3.4 Косой изгиб бруса (схема разложения
усилий и напряжений)
где Мх и Му — моменты относитель-
но осей х—х и у—у, вызванные со-
ставляющими qx = q cosa и qy = q sina;
Wx и Wy — соответственно моменты со-
противления относительно осей х—х,
у—у-
Полный прогиб элемента при косом
изгибе определяется по формуле
Z = (313)
где fx и fy — соответственно прогибы
изгибаемого элемента от составляю-
щих нагрузки qx и qy.
При косом изгибе поперечное сече-
ние изгибаемых элементов значительно
увеличивается. Системой конструк-
тивных мер стремятся его уменьшить
или избежать вовсе, например, с по-
мощью специальных подкладок, с гори-
зонтальной опорной частью.
Растянуто-изгибаемые элементы.
Если элементы растянуты эксцентрично
приложенными относительно оси уси-
лиями или они испытывают действие
поперечной нагрузки, то такие элемен-
ты являются растянуто-изгибаемыми.
В сечении такого элемента действуют
два вида напряжений: растягивающее
и изгибающее, вызывающее сжатие од-
ной стороны сечения элемента и растя-
жение — другой. Оба одновременно
действующих напряжения суммиру-
ются, в результате чего растягивающее
напряжение увеличивается, а сжимаю-
щее уменьшается. Расчет на прочность
растянуто-изгибаемого элемента про-
изводится с учетом всех ослаблений
сечения по формуле
и = N/A„ + (М/ (Rp/R„) С /?Р.
(3-14)
Первый член формулы выражает на-
пряжения растяжения, а второй — на-
пряжения изгиба, которое для приве-
дения к напряжению растяжения умно-
жают на отношение Rp/R„.
Сжато-изгибаемые элементы. На
совместное действие сжимающей силы
и изгибающего момента рассчитыва-
ют: колонны с эксцентрично приложен-
ной нагрузкой (рис. 3.5, а); верхние
пояса ферм с внеузловой нагрузкой
(рис. 3.5, г), криволинейные пояса
ферм (рис. 3.5, в); односторонне ос-
лабленные элементы (рис. 3 5, б).
Характер работы сжато-изгибаемых
элементов в зависимости от относи-
тельных величин напряжений, возни-
^тах = ₽п
Рис. 3.5. Сжато-изгибаемые или растянуто-изги-
баемые элементы
кающих от сжатия или изгиба, прибли-
жается либо ,к центральному сжатию,
либо к изгибу.
При малых напряжениях изгиба,
не превышающих 10 % напряжений
сжатия, т. е. при M/W <N /\Ьа, сжа-
то-изгибаемые элементы проверяют
на устойчивость по формуле централь-
ного сжатия (3.3) без учета изгибаю-
щего момента.
Условие M/W<zN/10А для прямо-
угольного сечения выполняется только
при эксцентриситетах, не превышаю-
щих е = /?/60, т. е. шестидесятой ча-
сти стороны внецентренно сжатого
элемента (рис. 3.5, а).
При больших напряжениях изгиба
расчет сжато-изгибаемых элементов
производится по формуле
o = /V/4 + M/(g№ra/)Ctfc, (3.15)
где £ — коэффициент, изменяющийся от
1 до 0, учитывающий дополнительный
момент от продольной силы вследствие
прогиба элемента и определяемый по
формуле
l=l-N/(Rc<pA). (3.16)
<f — коэффициент, определяемый зави-
симостями (3.4) и (3.5).
Сжато-изгибаемые элементы, ана-
логично любым сжатым элементам,
могут потерять устойчивость, проверку
которой на участке /р — расчетном про-
лете выполняют по формуле
N/(R^A)+ [Л4/(^М/?НГ)]"С1. (3.17)
где ф — коэффициент продольного из-
гиба, определяемый для гибкости участ-
ка /р, /7 = 2— для элементов без за-
крепления растянутой зоны из плос-
кости деформирования и п=1—для
элементов, имеющих такие закреп-
ления.
Смятие. Различают три вида смятия:
вдоль волокон, поперек волокон и под
углом к волокнам. Нормы проектиро-
вания не делают различия между сжа-
тием и смятием вдоль волокон древе-
сины, так как это аналогичные виды
работы. Смятие поперек волокон древе-
сины может быть общим, по всей по-
Рис. 3.6. Смятие древесины поперек волокон и под
углом к волокнам:
а— по всей площади (по всей длине и ширине);
6— местное (по всей ширине и на части длины); в —
местное под штампом (на части длины н части шири-
ны); г—под шайбой
верхности, и местным, на ее части
(рис. 3.6). В случае общего смятия
(рис. 3.6, а) все волокна древесины
сопротивляются только смятию и поэ-
тому их расчетное сопротивление будет
наименьшим. При местном смятии на
части длины (в опорных частях, лобо-
вых врубках и узловых примыканиях
элементов конструкций), кроме ра
боты части древесины, лежащей под
штампом, на смятие, волокна поверх-
ностного слоя, граничащие со штам-
пом, работают на изгиб и растяже-
ние (рис. 3.6, б). В результате этого
деформации древесины несколько
уменьшаются, а расчетное сопротивле-
ние смятию увеличивается. При мест-
ном смятии на части длины и ши-
рины (например, под шайбами) де-
формации древесины наименьшие, а
сопротивление наибольшее за счет
вовлечения в работу на изгиб и рас-
тяжение волокон всех смежных неза-
груженных участков древесины и рабо-
ты на сжатие волокон, расположенных
под штампом (рис. 3.6, в).
При смятии деревянных элементов
под углом к направлению волокон со-
противление древесины смятию зави-
сит от угла а (рис. 3.6, г). Сопротив-
ление древесины смятию вычисляется
по формуле
Ясма =/?см/[1 +(ЯеМ//?см90— l)sin3a] ,
(3.18)
где /?см и /?см9о — соответственно рас-
четные сопротивления древесины на
смятие вдоль и поперек волокон.
Скалывание. Разрушение сдвигаю-
щими усилиями связей между волок-
нами древесины называется скалы-
ванием.
В деревянных конструкциях древе-
сина на скалывание работает, как пра-
вило, вдоль волокон и очень редко по-
перек и под углом к волокнам.
Разрушение при скалывании про-
исходит хрупко (мгновенно) при очень
малых деформациях, поэтому это один
из самых опасных видов разрушения
древесины. Пороки древесины заметно
снижают сопротивление скалыванию.
3.5. СОЕДИНЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Ограниченность сортамента лесома-
териалов и листовых древесных мате-
риалов по длине и сечениям привели
к разработке различных видов соеди-
нения элементов деревянных конструк-
ций, которые можно подразделить на
следующие три вида: сращивание, т. е.
соединение элементов по длине; спла-
чивание, т. е. соединение элементов
по ширине и высоте; узловые соедине-
ния элементов под различными углами.
По характеру работы соединения де-
ревянных конструкций делят на шесть
групп: 1) работающие преимуществен-
но на смятие и скалывание — врубки
и шпонки; 2) преимущественно на из-
гиб — нагели и металлические зубча-
тые пластины нагельного типа; 3) на
растяжение — тяжи, болты, хомуты,
накладки; 4) на выдергивание — винты
и гвозди; 5) преимущественно на
сдвиг — клеевые, в том числе на клее-
стальных шайбах; 6) предотвращаю-
щие случайные смещения элементов
деревянных конструкций, которые час-
то не рассчитывают, а принимают по
конструктивным соображениям — ава-
рийные связи (болты и скобы).
Все виды соединения элементов де-
ревянных конструкций, за исключе-
нием клеевых и на клеестальных шай-
бах, податливы и поэтому порождают
дополнительные деформации конструк-
ций или отдельных элементов.
Податливость соединений деревян-
ных конструкций способствует вырав-
ниванию усилий в отдельных связях
и элементах узлов, благодаря чему
уменьшается концентрация напряже-
ний в соединениях, что повышает его
надежность в целом. С другой стороны,
чем больше деформации соединения,
тем заметнее деформации конструкции
в целом и тем больше дополнительные
напряжения, вызываемые прогибами
конструкций.
Большинство соединений деревян-
ных конструкций, находясь под дей-
ствием длительных нагрузок, сопро-
вождаются непрерывно возрастающи-
ми деформациями (ползучестью).
В некоторых видах соединений (на
пример, болтовых) имеется возмож-
ность устранять появляющиеся дефор
мации ползучести подтяжкой в про-
цессе эксплуатации конструкции. В
других (например, гвоздевых) такая
возможность исключена. Эти обстоя-
тельства учитываются при проектиро-
вании деревянных конструкций.
Несущая способность соединений,
работающих на смятие и скалывание,
определяется сопротивлением древе-
сины этим видам напряженного состоя-
ния. Решающее значение, как правило,
имбет скалывание, .так как оно ведет
к разрушению всего соединения, тогда
как смятие только увеличивает дефор-
мативность конструкции, но работо-
способность соединения сохраняется.
Соединения на врубках один из
наиболее старых способов соединения
деревянных конструкций, где передача
усилий от одного элемента другому по
плоскостям смятия и скалывания про-
исходит без использования вспомога-
тельных связей.
В современных деревянных кон-
струкциях применяются в основном про-
стейшие виды врубок — лобовые. Ло-
бовая ортогональная врубка (рис. 3.7)
представляет собой непосредственный
vnop соответственно опиленных эле-
ментов и используется при углах до
45°. Ось сжатого элемента должна
проходить через центр площадки смя-
тия.
Глубину врубки finp находят из ус-
ловия смятия древесины под углом а.
Условие прочности на смятие растяну-
того элемента:
o = ^/(fe/z„p/cos , (3.19)
откуда
/iBp==A/Pcosa/(fe/?rM.a ) (3.20)
Нормы проектирования ограничива-
ют глубину врубки /гВр величинами
/1/4 в промежуточных узлах и h/3
в остальных случаях При этом мини-
Рис 3.7. Лобовые врубки:
и ортогональная (опорный
'ч-л). и биссскгрисная (проме-
жуточный узел); / подбалка, А
аварийный болт; т т вер-
1икаль центрирования по ослаб- /
генному сечению нижнего пояса;
- и - то же, по цельном) сечению
мальную глубину врубок принимают
равной 2 см для брусьев и 3 см для
бревен (кругляка).
Условие прочности на скалывание:
T=A/p/(fe/rK)</?CK, (3.21)
где b и /ск — соответственно ширина и
длина площадки скалывания, откуда
/ек=А/р/0/?,к). (3.22)
Растянутый элемент в месте наи-
большего ослабления проверяют по
формуле центрального растяжения
(3.1), которое обеспечивается центри-
рованием растягивающего усилия Л/Р
по оси ослабленного элемента (рис.
3.7, а). Для этого центр опорного
узла располагают по вертикали т — т,
проходящей через точку пересечения
усилий /Vp и Nq. Если растягивающее
усилие приложено с эксцентриситетом е
относительно центра ослабленного сече-
ния (центр узла на вертикали п — п),
то расчет его выполняют как растянуто-
изгибаемого элемента по формуле
(3.14), в которой M — Npe.
В опорных узлах конструкций обя-
зательно ставят аварийные болты, ко-
торые препятствуют разрушению узла.
Их работа при расчете врубки не
учитывается, так как они включаются
в работу только после скалывания кон-
ца элемента.
При угле между примыкающим и
ослабляемым элементами более 45°
используют биссектрисную врубку (рис.
3.7, б). В такой врубке сжатый элемент
опиливается по биссектрисе угла АаВ,
т. е. под углом 90° — а/2 и под этим
же углом происходит смятие площад-
ки ab.
Соединения на нагелях. Нагелями
называют круглые стержни или плас-
тинки, которые, соединяя элементы
деревянных конструкций, препятству-
ют взаимному сдвигу сплачиваемых
элементов, работая преимущественно
на изгиб (рис. 3.8).
Нагели бывают цилиндрическими
и пластинчатыми. К цилиндрическим от-
носят: стальные стержни (штыри) диа-
метром более 6 мм; с головкой и резь-
бой — болты и винты; пластмассовые
или металлические штыри (последние
могут быть трубчатыми); деревянные
круглые стержни из древесины твердых
пород (дуб или антисептированная бе-
реза); стальные стержни с головкой
(гвозди) диаметром до 6 мм, заби-
ваемые в цельную древесину; стальные
шурупы диаметром до 6 мм.
Работа нагельных соединений сопро-
вождается изгибом самого нагеля и
смятием древесины нагельного гнезда.
Нагельные соединения обладают
следующими достоинствами: 1) просты
в изготовлении и могут выполняться
индустриальными методами; 2) рас-
пределяя общее усилие, действующее
в соединении, между большим числом
гибких и податливых связей, они
уменьшают концентрацию усилий, вы-
равнивают действующие усилия и от-
вечают принципу «дробности*.»; 3) повы-
шают надежность соединения, так как
хрупкое разрушение от скалывания дре-
весины исключается; 4) мало ослабля-
ют сечения сопрягаемых деревянных
элементов; 5) тонкие металлические на-
гели (гвозди) диаметром до 6 мм не
требуют предварительного сверления
отверстий.
Основным недостатком нагельных
соединений является их маломощ-
ность
Рис. 3.8. Соединения с помощью цилиндрических стальных нагелей:
а нагели мм; б — нагели мм; в — работа нагеля под действием сдвигающих
сил N (нагель изгибается, а края и середина нагельных гнезд сминаются); г - симметрич-
ные соединения; д—несимметричные соединения; 1— штырь (труба); 2— болт; 3- глу-
харь; 4—гвоздь; 5—шуруп; о см — напряжения смятия древесины нагельного гнезда
В зависимости от характера работы
на сдвиг нагельные соединения бы-
вают симметричными (двух- и много-
срезными) и несимметричными (одно-,
двух- и многосрезными) (рис. 3.8, г, д).
Понятие «срез» в деревянных кон-
струкциях условно, так как древесина
не в состоянии срезать стальной на-
гель, и его следует понимать как «шов
сплачивания».
Расчетная несущая способность од-
ного «среза» нагеля определяется ис-
ходя из условий его работы: по смятию
в средних элементах Tc = k\cd; по смя-
тию в крайних элементах Ta=^ad',
по изгибу нагеля TK = (k3d2-\-k4a2), но
не более T'^k^d2, где с — толщина
средних элементов или более толстых
в несимметричных соединениях, см; а —
толщина крайних элементов или менее
тонких в несимметричных соединени-
ях, см; d — диаметр нагеля, см; коэф-
фициенты k\, k2, k3, k.\, k5 принимают
по данным табл. 17, 18 СНиП П-25—80.
Несущая способность одного «сре-
за» принимается наименьшей 7min из
четырех значений Тс, Ти, Ти, Т™а\ тогда
несущая способность одного нагеля
равна
7' = fleP7'min, (3.23)
где иср — число «срезов».
Требуемое число нагелей п в соеди-
нении с расчетным усилием W опреде-
ляется формулой
n=N/T. (3.24)
В случае действия усилия, переда-
ваемого нагелем под углом а к на-
правлению волокон соединяемых эле-
ментов, величину расчетной несущей
способности нагеля Т умножают на
коэффициент /га при расчете на смя
тие и на \-~ka при расчете на изгиб.
Коэффициент . принимают по
табл 19 СНиП II-25—80.
Для исключения разрушения на-
гельных соединений от раскалывания
нагелями, вставляемыми в заранее про
сверленные отверстия, расстояние меж-
ду осями металлических или стекло-
пласта ковых нагелей не должно
быть меньше следующих величин
(рис. 3.9):
при толщине пакета более 10d:
S\ = 7d, S2 = 3,3d\ S3 = 3d\
при толщине пакета менее 10d:
S| = 6d; S2 = 3d; S3 = 2,5d.
Расстановка нагелей может быть
прямой и шахматной. Нагели встав-
ляют в заранее просверленные на всю
толщину пакета отверстия. Края соеди
нения при этом обязательно обжи-
маются болтами. В соединениях растя
нутых элементов должно быть не менее
трех стяжных болтов с каждой стороны
стыка.
Гвозди диаметром до 6 мм заби-
ваются в цельную древесину. Рас-
четная несущая способность гвоздя
Тге не зависит от угла а направления
действия усилия по отношению к на-
правлению волокон древесины.
Расстояние между осями забивае-
мых гвоздей вдоль волокон древесины
принимается не менее: 5| = 15</ при
толщине пробиваемого элемента
Z>10d; Si = 25d — при толщине про-
биваемого элемента c = 4d.
Наименьшие расстояния между
осями гвоздей поперек волокон прини-
маются: при прямой расстановке S2 =
= 4d; S3 = 4d; при шахматной и косой
расстановке S2 = 3d; S3 = 4d.
Соединения на растянутых рабочих
связях, где растягивающие усилия
воспринимаются стальными связями, по
характеру своей работы можно разде-
лить на две группы (рис. 3.10): болты
и тяжи (стойки и раскосы металло-
деревянных ферм, затяжки распор-
ных конструкций, подвески, хомуты,
полосовые стыковые накладки, анкер-
ные и аварийные болты); работающие
на выдергивание гвозди, винты и шу-
рупы.
Несущая способность болтов и тя-
жей определяется по нормам для
стальных конструкций с введением в
расчет коэффициентов: 0,85, учитываю-
щего ослабление стержней резьбой
(если таковая имеется), и 0,80, учи-
тывающего неравномерность совмест-
1
Г >u<iu < Ol i конецyt . iii и дерево и пМтмиа
Рис. 3.9. Размещение цилиндрических нагелей:
болтов, штырей, гвоздей прямыми и косыми рядами
Рис. 3 10. Связи, работающие на растяжение и на
выдергивание
а — тяж; б — гвоздь
ной работы сдвоенных, строенных и
счетверенных стержней.
Под головки и гайки болтов, рабо-
тающих как тяжи, обязательно ста-
вятся уменьшающие смятие древеси-
ны квадратные стальные шайбы. Тол
щина шайбы равна 5.. 8 мм, а сторо-
ны — 6шж(3,5. ,4,5)d, где d — диаметр
тяжа-болта.
Диаметр нерасчетных (конструк-
тивных) связей принимается не ме-
нее 12 мм.
Несущую способность гвоздей, вин-
тов (шурупов) и глухарей, работаю-
щих на выдергивание, определяет
формула
7'в.г=/?в.гЛ^/а , (3.25)
где /?в.г — расчетное сопротивление вы-
дергиванию на единицу поверхности
соприкасания, равное для гвоздей при
воздушно-сухой древесине 0,3 МПа,
при сырой — 0,1 МПа; для винтов и
шурупов — 1 МПа; /а —расчетная
длина сопротивляющейся выдергива-
нию части гвоздя или винта, м; d —
диаметр гвоздя, м.
Длина защемленной части гвоздя
должна быть не менее двух толщин
пробиваемого деревянного элемента и
не менее 10d.
Соединения на металлических зуб-
чатых пластинах нагельного типа
(МЗП). Металлические зубчатые плас-
тины представляют собой пластины из
стального листа толщиной 1,2...2 мм,
в которых выштампованы гвоздевид-
ные зубья, отогнутые на 90° (рис. 3.11).
Достоинством соединений деревянных
элементов на МЗП являются высокая
индустриальность и экономичность.
Сборка деревянных конструкций из
элементов строго одинаковой толщины
(отклонения по толщине и зазор в
стыках не должны превышать ± 1 мм)
выполняется путем одновременного
вдавливания с каждой стороны стыкуе-
мых досок точно нарезанных пластин
с помощью пресса с давлением 5 МПа.
Конструкции длиной до 10 м изго-
тавливают полностью, при большей
длине — по частям с последующей
укрупнительной сборкой на строи-
тельной площадке. Транспортируют
такие конструкции в вертикальном
положении блоками длиной не бо-
лее 10 м.
Расчет соединений элементов де-
ревянных конструкций на МЗП сво-
дится к определению требуемой пло-
щади МЗП, контактирующей с обеими
сторонами элемента, и проверке проч-
ности самой пластины.
Требуемая рабочая площадь пласти-
ны (см2), определяемая за вычетом
площадей участков пластины в виде
полос шириной 10 мм по контуру кон-
такта пластины с древесиной, равна
ЛПЛ = Л72Я₽, (3.26)
где N — усилие в присоединяемом эле-
менте, кН; /?p = O,2(cos204-3) —рас-
четная несущая способность МЗП, МПа
(график для нахождения представ-
лен на рис. 3.12); 0 — угол между
направлениями волокон и усилием /V.
Рис. 3.11. Металлическая зубчатая пластина
МЗП-2 толщиной 2 мм
O,ifO 0,60 0,80
Рис. 3.12. График для нахождения
/?₽=0,2(сох2р + 3)
Напряжения (МПа) в самих пласти-
нах, которые в соединениях могут
работать на растяжение, сжатие и
на срез, не должны превышать рас-
четных величин, определяемых по фор-
мулам:
при растяжении вдоль оси плас-
тины
Op=/V/2An<21Ai/j2. (3.27)
где А„ — площадь нетто одной пласти-
ны на стыке расчетных соединений;
k] =0,80 — коэффициент, учитываю-
щий ослабление пластин просечкой;
ki = 0,85 — коэффициент, учитываю-
щий неравномерность включения в ра-
боту рабочих зон пластин;
при растяжении поперек оси плас-
тины и при срезе
оср = М/2Лп^10. (3.28)
Соединения на клею являются наи-
более надежным средством соединения
элементов деревянных конструкций. По
сравнению с цельной древесиной кле-
еные элементы отличаются более бла-
гоприятным распределением материала.
Так как в многослойных клееных эле-
ментах пороки древесины (сучки, косо-
слой, свилеватость и др.) рассредото-
чиваются, влияние их на прочность
клееных элементов значительно пони-
жается и новый материал становится
более однородным.
Для склеивания элементов деревян-
ных конструкций применяют в основ-
ном синтетические водостойкие клеи.
Строительные клеи и клеевые швы с их
использованием должны отвечать сле-
дующим основным требованиям: обес-
печивать прочность шва на сдвиг и
на растяжение не ниже прочности скле-
иваемой древесины на скалывание
вдоль волокон и на ее растяжение по-
перек волокон; быть водостойкими и
биостойкими; обладать свойством хо-
лодного (без подогрева) отверждения;
обладать жизнеспособностью (не те-
рять склеивающих свойств) в течение
трех часов; обладать невозгораемостью;
быть нетоксичными как в процессе при-
готовления и полимеризации, так и
при эксплуатации; обладать задан-
ной долговечностью.
Для склеивания элементов дере-
вянных конструкций, не защищенных
от атмосферных воздействий, примени
ются водо- и биостойкие клеи: фе-
нолформальдегидные КБ-3, СП-2. При
полимеризации они выделяют от 4 до
7 % свободного фенола и поэтому мо-
гут быть использованы только в спе-
циальных помещениях, оборудованных
вентиляционными устройствами.
В последнее время для конструкций,
эксплуатируемых в наиболее жестких
условиях, стали применять резорцино-
вые клеи типа ФР-12, ФР-12Т (моди-
фицированный тиоколом), фенольно-
резиновые клеи типа ФРФ-50, ФРФ-50Т
(модифицированный тиоколом или по-
лусульфидным каучуком), а также ал-
кидно-резорциновые клеи типа ФР-100,
ДФК-1АМ, ДФК-14Р. Отвердителем
для этих клеев является параформаль-
дегид. Также используются клеи на
основе эпоксидных смол.
Для конструкций, защищенных от
атмосферных воздействий, применя-
ются карба.мидно-меламиновые клеи
типа К-17, КС-В-КС, КС-68, М-19,
КФ Ж и др.
Для приклеивания к деревянным
элементам металлических полос, шайб
и т. д., а также для склеивания элемен-
тов деревянных конструкций приме-
Рис. 3.13. Виды клеевых соединений.
а — впритык; б — «на ус»; в — д — зубчатым шипом
продольным; е — то же, под углом
s2 Jrf
%
Рис. 3.14. Соединения на вклеенных стержнях из
арматуры периодического профиля, работающих
на выдергивание (продавливание):
I — длина вклеиваемой части стержня; d — диаметр
арматуры
няются бутвар-фенольные клеи. Они
обладают высокой прочностью, водо-
стойкостью и большой адгезионной спо-
собностью, но дороги и дефинитны.
В последнее время стали применять
клеи на основе поливинилхлоридных и
алкидных смол, а также модифициро-
ванные клеи на основе эпоксидных
смол.
Толщина склеиваемых досок в эле-
ментах деревянных конструкций долж-
на быть не более 33 мм. В прямоли-
нейных элементах при условии устрой-
ства в них продольных прорезей допу-
скается применение досок толщиной до
42 мм.
Доски многослойных сжатых эле-
ментов, могут быть склеены «впритык»
(рис. 3.13, а) с тщательной приторцов-
кой элементов. Доски растянутых мно-
гослойных элементов соединяют двумя
способами: «на ус» и зубчатым шипом.
Соединение «на ус» (рис. 3.13, б) на-
дежно, но ввиду трудоемкости и боль-
ших отходов не получило широкого
распространения;соединение типа «зуб-
чатый шип» (рис. 3.13, в) наиболее
экономичный и широко применяемый
стык, позволяющий механизировать
и автоматизировать процесс склеива-
ния и обеспечивающий высокую проч-
ность соединения.
Соединение на клеестальных шай-
бах представляет собой пластинку с
отверстиями для болтов, приклеенную к
деревянному элементу. По краям плас-
тинок ставят шурупы. Клеестальные
шайбы воспринимают сосредоточенное
усилие от болта и рассредоточенно
всей своей площадью передают его
деревянному элементу, чем достига-
ется значительное повышение несущей
способности соединения.
Расчет клеестальных соединений
1
производится по условию работы кле-
евого шва на скалывание по формуле
Ашб— ТШб/Рек, (3.29)
где определяется по данным при-
ложения 7, где /Ск = /шб — длина шайбы.
Соединения на вклеенных стерж-
нях стали применять сравнительно не-
давно. Стержни из арматурной стали
периодического профиля класса АП и
выше диаметром от 12 до 25 мм вклеи-
вают в предварительно просверленные
в древесине отверстия или профрезе-
рованные пазы (рис. 3.14). Диаметры
отверстий или размеры пазов прини-
маются на 5 мм больше диаметра
вклеиваемых стержней. Несущую спо-
собность (кН) соединения определяют
по формуле
7=/?скл(0.к/4-0,05)//гс, (3.30)
где d — диаметр стержня, см; I — дли-
на вклеиваемой части, см; kc —
= 1,2—0,02//d — коэффициент, учиты-
вающий неравномерность распреде-
ления напряжений сдвига в зависимо-
сти от длины заделываемой части
стержня (10d</<30d).
Расстояния между осями вклеенных
стержней, работающих на выдергива-
ние, даны на рис. 3.14, б.
3.6. БАЛКИ И СТОЙКИ СПЛОШНОГО
И СОСТАВНОГО СЕЧЕНИЯ
К балочным конструкциям отно-
сятся: настилы и обрешетки, балки и
прогоны сплошного сечения из цель-
ной древесины, балки составного се-
чения (дощатоклееные, клеефанерные
с плоской и волнистой стенкой, на по-
датливых связях, решетчатые) и па-
нели.
Настилы и обрешетки являются не-
сущими элементами ограждающих де-
ревянных ртропильных покрытий, обыч-
но состоящих из кровли (водоизоли-
рующей оболочки), рабочего настила
(опалубки или обрешетки) и прогонов,
воспринимающих нагрузку от вышеле-
жащих конструкций. На стропильные
покрытия расходуется в 4 раза больше
лесоматериалов, чем на несущие кон-
струкции, хотя вопросам конструиро-
вания покрытий обычно уделяется зна-
чительно меньше внимания. Их ра-
циональное проектирование во многом
определяет экономическую эффектив-
ность покрытия в целом, ибо они
должны почти всегда отвечать кон-
структивным, технологическим, акусти-
ческим и противопожарным требова-
ниям.
Расчет настилов и обрешетки про-
изводится по схеме двухпролетных
балок на нагрузки от собственного
веса и снега:
по прочности
<j=ql2/{8W„)^RK, (З.ЗП
по прогибу
f// = 2,13</4/7(384£/)<[f//]. (3 32)
Кроме того, проверяется прочность при
совместном действии собственного веса
покрытия и сосредоточенного груза Р =
= 1 кН в одном пролете с коэффициен-
том надежности по нагрузке уг=1,2.
В этом случае
М mBX—6,07qi2-^-0,267 Р1. (3.33)
Прогоны рассчитывают на линей-
ную, равномерно распределенную по
всему пролету нагрузку. В конструкци-
ях покрытий применяют прогоны: раз-
резные, консольно-балочные и нераз
резные (рис. 3.15).
Разрезные прогоны стыкуют на поя-
сах несущих конструкций. Они просты
в изготовлении и монтаже, но не эко-
номичны.
Консольно-балочные прогоны сты-
куют не на опорах, а в пролете, по-
парно через пролет. Стыки выполняют
в виде косого прируба, стянутого бол-
том. В зависимости от длины консоль-
ного свеса прогоны могут быть равно-
моментными (изгибающие моменты на
опорах и в пролетах одинаковы) или
равнопрогибными (прогибы во всех про-
летах равны). Исключение составляют
крайние пролеты, где моменты и про-
гибы выше, чем в средних. Во избежа-
ние этого крайние пролеты рекоменду-
ется сокращать до 0,8/. Недостаток кон-
сольно-балочных прогонов в том, что
с их помощью при длине пиломате-
риала 6,5 м можно перекрывать про-
леты не более 4,5 м.
Неразрезные прогоны выполняют
парными из двух досок на ребро,
сколоченных для обеспечения совмест-
ной работы гвоздями. Обладая преи-
муществами консольно-балочных про-
гонов, моменты и прогибы которых
существенно меньше, чем у разрезных,
неразрезные прогоны позволяют пере-
крывать пролеты до 6,5 м.
Формулы для расчета прогонов све-
дены в табл. 3.2.
Клееные балки. Дощатоклееные и
клеефанерные балки являются основ-
ными типами составных балок инду-
стриального изготовления. Они полу-
чили широкое применение во многих
областях строительства.
Дощатоклееные балки (рис. 3.16, а)
представляют собой пакеты склеенных
досок, работающих монолитно. Высо-
та балок составляет '/в.-.'Лг пролета,
ширина — 40 см и более, хотя в боль-
шинстве случаев ширину принимают
Рис. 3.15. Прогоны покрытий:
а, б—разрезные; в—консольно-балочные равнопрогибные (при Ь= 0,21 I) и равномоментные
(при 6 = 0,15/): неразрезные из спаренных досок (при 6 = 0,21/)
Таблица 3.2. Коэффициенты а и 0 в формулах изгибающих моментов (/И = а<//2) и максимальных
прогибов прогонов (/= 0^„/4/£7) при линейной равномерно распределенной нагрузке
Типы прогонов а 0
в пролете на опоре
Однопролетные (рис. 3.15, а, б) Консольно-балочные (рис. 3.15. в). 1/8 0 5/384
равнопрогибные (при величине первого про- лета 0=0,8/) 1/24 1/12 1/384
равномоментные (при величине первого про- лета /,=0,85/) 1/16 -1/16 2/384
равнопролетные Неразрезные (рис 3.15, г) 1/10 — 1/10 2,5/384
при величине первого пролета /,=0.8/ 1/24 1/12 1/384
равнопролетные 1/10 1/10 2,5/384
не более 17 см, что позволяет изго-
тавливать их из цельных по ширине
досок. Балки большей ширины состоят
из двух или более досок, склеенных
кромками. Форму сечения балок при
нимают прямоугольной или двутавро-
вой. По длине балки могут иметь по-
стоянную высоту или же быть односкат-
ными, двускатными, сегментными с
прямым или изогнутым нижним кон-
туром.
По высоте сечения балок доски рас-
полагают так, чтобы древесина более
высокого качества размешалась в паи
более напряженных, верхней и нижней
зонах. По длине и ширине доски сты-
куют с соблюдением следующих тре-
бований.
1. Отдельные слои досок должны,
как правило, стыковаться зубчатым
шипом или «на ус».
2. Образование сплошного сечения
(пакета) производится путем сплачи-
вания по высоте и ширине сечения. При
этом по ширине пакета швы склеивае-
мых кромок в соседних слоях необхо-
димо сдвигать не менее чем на
толщину слоя / по отношению друг к
другу.
3. Продольное расстояние между
осями стыков соседних досок должно
быть не менее 20 толщин самой тол-
стой из стыкуемых досок.
4. В одном сечении допускается сты-
кование не более 25 % общего числа
досок в пакете, из них не более одной
доски в наиболее напряженной зоне.
5. Стыки всех досок не должны об-
разовывать ступеньки, направленные
в одну сторону.
Надежность работы дощатоклееных
балок зависит от качества склейки
каждого шва и соблюдения технологи-
ческих процессов. Поэтому их изготав-
ливают в специальных цехах.
При двутавровом сечении балок
устойчивость стенок обеспечивается
при их толщине не менее 8 см и не
менее ’/2 ширины наименьшей полки.
Дощатоклееные балки рассчитыва-
ют как балки цельного сечения по об-
щим формулам изгиба однопролетных
балок (3.7)...(3.13). Балки с отноше-
нием высоты к ширине более 6 должны
быть проверены на устойчивость с обя-
зательной корректировкой несущей спо-
собности коэффициентами т6 и щгл, учи-
тывающими размеры сечения и толщину
слоев склеиваемых досок в соответ-
ствии с табл. 7, 8 СНиП П-25—80.
Максимальные напряжения изгиба
двускатных балок при действии равно-
мерно распределенной нагрузки q воз-
никают на расстоянии х от опоры,
равном
x = lhon/2h, (3.34)
где h, hou — высота балки в середине
пролета и на опоре.
Изгибающий момент в этом месте
равен
M, = 0,5qx(l-x). (3.35)
При определении прогиба по фор-
муле (3.11) переменная высота сече-
ния двускатной балки учитывается вве-
о)
Формы Палок
Рис. 3.16. Клееные балки:
а — дощатоклееные прямоугольного и двутаврового сечения; б — клеефанериые
и двухстенчатые коробчато-двутавровые)
(двутавровые, коробчатые
дением в расчет приведенной величи-
ны момента инерции, равного
/геЛ = /(0,15Ч-0,85Лоп/й), (3.36)
где / — момент инерции сечения балки
в середине пролета.
Клеефанерные балки с плоской
стенкой (рис. 3.16, 6) применяют для
перекрытия пролетов до 20.. 24 м, хотя
в мировой строительной практике
встречаются и 45-метровые. Обычная
их высота колеблется в пределах
‘/e-.-’/iz пролета. Они отличаются на-
дежностью в работе и эксплуатации,
высокой степенью индустриальности
изготовления, легкостью, экономично-
стью и рациональным распределением
материала по сечению. Клеефанерные
балки состоят из дощатых поясов и
стенок из водостойкой фанеры толщи-
ной не менее 8 мм. Поперечное сечение
клсефанерных балок может быть дву-
тавровым, коробчатым или коробчато-
двутавровым. Пояса клеефанерных ба-
лок изготавливают из двух или не-
скольких склеенных слоев досок, ко-
торые располагают плашмя или на
ребро. Слои досок, непосредственно
приклеиваемые к фанере, должны через
каждые 10 см иметь продольные про-
рези, необходимые для предотвраще-
ния перенапряжения клеевых швов, воз-
никающего в результате различия де-
формаций древесины поперек волокон
и фанеры при изменении их влажности.
Поясные доски стыкуют зубчатым ши-
пом. Клеефанерные балки могут иметь
постоянную высоту или быть двускат-
ными или криволинейными.
Для более полного использования
несущей способности фанерных стенок
их обычно располагают так, чтобы
волокна наружных шпонов были на-
правлены вдоль оси балки. Для по-
вышения устойчивости плоских фа
нерных стенок их укрепляют ребрами
жесткости, располагаемыми с шагом
примерно '/в-.-’/ю пролета, но обяза-
тельно в местах приложения сосредо
точенных грузов и, как правило, в мес-
тах стыков листов фанерной стенки.
Клеефанерные балки коробчатого се-
чения обладаю! большей жесткостью,
чем двутавровые балки.
Клеефанерные балки рассчитывают
на изгиб с учетом совместной работы
поясов и фанерных стенок. Ввиду раз-
личных модулей упругости древесины
и фанеры при расчете используют гео-
метрические характеристики, приве-
денные к тому материалу, к которому
относят напряжения. Например, при
расчете поясов.
Д пр = ДдЧ- ДфЕф/Е/,
SnP = 5Д -f- 5фДф/Ея;
(3.37)
/пр = Л1_1_ 7фДф/Дд; U7np=2/„p/ft,
где Да, /л, Хд, Ед соответственно пло-
щадь, момент инерции, статический
момент и модуль упругости древе-
сины; Дф, /ф, Еф, Еф — то же, фанеры.
В клеефанерных балках с плоской
стенкой нормальные усилия от изги-
бающих моментов в основном воспри-
нимают пояса и лишь незначительную
их долю (до 15 %) —стенка. Проч-
ность растянутого и сжатого поясов
проверяют по формулам:
Op— Al n]dX/ W Пр 7?р д,
Ое = Л1тах/^.р<%/?с.Д, (3.38)
где <f)y — коэффициент продольного из-
гиба для пояса из плоскости изгиба.
Напряжение среза фанерной стенки
у опоры проверяют по формуле
т = От.,ЕПр/(/„р^/ф)С/?ф,к, (3.39)
где Qmax — максимальная перерезы
вающая сила у опоры; Епр — приве-
денный статический момент половины
сечения балки; — толщина фанер-
ной стенки (или суммы толщин, если
стенка двойная).
Напряжение клеевых швов между
шпонами фанеры проверяют по фор-
муле
Т=Стах5п/(/пр-Лп)^/?ф.ск, (3.40)
где S,, — статический момент площади
сечения пояса; SAn — суммарная шири-
на приклеенных к фанере деревянных
поясов за вычетом прорезей (если
таковые имеются).
Устойчивость фанерной стенки счи-
тается обеспеченной при ее толщине
/ф^/Ц-т/oU (где hCT—высота стенки
между кромками поясов у опоры).
Прогиб клеефанерной балки опре-
деляют с учетом влияния сдвигающих
усилий по формуле
f = fokT/k, (3.41)
где fa — прогиб, определяемый по фор-
мулам для балок цельного сечения;
/гт — 1 4-100(/г//)2 — коэффициент, учи-
тывающий влияние сдвигающих сил;
fe = 0,4 4-0,6ЛОп/й коэффициент, вво-
димый только при расчете двускат-
ных балок; h и /гоп — высоты балки в
середине балки и на опоре.
Клеефанерные балки с волнистой
J.b Би iki пики 83
фанерной стенкой (рис. 3.17) имеют
дву тавровое или коробчато-двутавро-
вое сечение постоянной высоты. Волок-
на наружных шпонов фанерной стенки
толщиной около '/и« пропета распо
лагают вдоль балки. Высоту волны
стенки hB принимаю! не менее ‘/з ши-
рины пояса Ьл. Отношение высоты вол-
ны к ее длине примерно 'Ли.. '/20 По
длине балки размещают целое число
полуволн. Фанерную стенку стыкова-
ния склеивают «на ус . Пояса состоят,
как правило, из одиночных досок тол-
щиной до 60 мм, расположенных плаш-
мя, в крайних случаях — из клееных
пакетов необходимых размеров. В плас-
тях поясов выбираются волнистые пазы
прямоугольного или трапециевидна го
сечения. В эти пазы вклеивают вол-
нистую фанерную стенку (рис 3 17)
Преимущество волнис >й фанерной
Рис. 3.17 клеефанерные ба - ' h фа
мерной ггнкой:
и пз\!яровая с один?-н - • ил*. in •• ’ r
ти ^литавр- с.к« . п.н< «г.* <• frir-L
стенки перед плоской в том, что она
обладает необходимой устойчивостью
и, следовательно, не требует поста-
новки ребер жесткости (как в балке
с плоской стенкой). При расчете балок
фанерную стенку не учитывают, так
как она либо складывается, либо
распрямляется и в восприятии момента
не участвует, выполняя лишь функции
податливых связей
Высоту h балки назначают в пре-
делах //(10... 12) Площадь сечения
поясов по условию прочности составит
Ап да №тр/0.8й = 1,25 W'Tp/ft, (3.42)
где Н/'тр — требуемый момент сопро-
тивления балки.
Форму сечения пояса (£ЛП-=ЛП)
принимают близкой к квадрату с не-
которым преобладанием ширины над
высотой (с целью увеличения высоты
волны фанерной стенки).
Найденный профиль балки ха-
рактеризуется с ""дующими геометри-
кими параметрами:
/=2[й^/!2фШ/г-/гп)74];
(3.43)
W/=р/ 7г, 5 = bhAh — /?п)/2.
Кроме них вычисляют ряд вспомо-
гательных коэффициентов, учитываю-
щих податливость волнистой стенки
В = Л25п£Л/(/2/фбф£о) ,
£.,=•1/(1 -\-Bhn/h}; £,=-1/1(1 +В),
(3.44)
1 6ф — модуль сдвига фанеры.
Правильность выбора сечения балки
подлежит проверке по формулам:
напряжение изгиба в поясе
о=/Ит, ''(Г£ш)</?и, (3.45)
напряжение в клеевом шве соеди-
нения фанерной стенки с полками
г- =Q„,axSnp/(2M)^ /?фСК, (3.46)
где a — глубина заделки стенки в
полку:
прогиб в середине пролета
/=/„/£,. (3.47)
Решетчатые балки и балки с двои-
*1 Л и ' Oci i ' и ny nUli ил
Рис. 3.18 Балка-ферма с фанерными узловыми накладками и сплошными
опорными клеефанерными панелями:
и обилий виц. г» присоединение решетки к фанерным накладкам; 1— пояс; 2 решет-
ка. ,3- фанерные фасонки; 4 фанерная панель
Рис. 3 19 Присос ди пев не решетки балки фермы к поясам с помощью.
клея, б шипов и нагел ей. в МЗП; ?— специальных прокладок и нагелей
a — в — сплошностенчатые; г — е — составные
Рис. 3.21. Варианты
опирания стоек шар-
нирного (а — в) и же-
сткого (г, д):
/ - стойка; 2— нагели;
3— гидроизоляция; 4
анкерная пластина; 5—
металлическая труба с
опорной пластиной; 6—
металлическая фигурная
опорная деталь; 7 — же-
лезобетонный элемент,
прикрепляемый к колон-
не иа вклеенных стерж-
нях; 8- фундамент; 9—
вклеенные стальные стер-
жни; 10— стальные на-
кладки; 11—анкерные
болты
Рис. 3.21 Продолжение
ной клееной стенкой. В последнее вре-
мя в ряде стран получили распростра-
нение сквозные балочные системы, со-
стоящие из двух поясов (часто кле-
еных), соединенных треугольной рас-
косной решеткой (рис. 3.18). Варианты
присоединения раскосов к поясам пока-
заны на рис. 3.19. Наибольший пролет
таких балок достигает 20 м.
Стойки составного сечения. Дере-
вянные стойки являются одними из Ос-
новных элементов несущего каркаса
здания или сооружения. Они воспри-
нимают вертикальные нагрузки от по-
крытий (перекрытий) и горизонталь-
ные — от ветра и передают их на ни-
жележащие конструкции или на фунда-
менты, работая при этом как сжатые
или сжато изгибаемые стержни
Дощатоклееные стойки могут иметь
практически любые размеры попереч-
ного сечения, постоянного или пере-
менного по высоте, или же быть ступен-
чатыми (рис. 3.20, а...в}. Они являются
конструкциями заводского изготовле-
ния. Такие стойки, как правило, за-
щемлены в фундаменте, их жесткий
узел воспринимает опорный момент.
Некоторые конструкции опорных уз-
лов представлены на рис. 3.21.
Решетчатые стойки (см. рис. 3.20,
г...е) применяют в случаях восприятия
и передачи больших усилий. Часто
они играют роль стоек рам больших
пролетов (см. гл. 5). Решетчатые
стойки состоят из отдельных ветвей,
цельных или соединенных с помощью
клея, нагелей или шпонок.
Расчет решетчатых стоек ведут с
использованием приведенной гибкости
лпр, учитывающей податливость соеди-
нений, а также повышение гибкости
стойки за счет гибкости отдельных
ветвей:
= (3.48)
где — гибкость всего элемента от-
носительно оси у — у, вычисленная для
полной длины элемента Xi — гиб-
кость отдельной ветви относительно
собственной оси 1—/, вычисленная для
расчетной длины ветви /| (при Л//г<7
или Х|<24 — принимается Х1 = 0).
ГЛАВА 4
ОСНОВЫ БЕТОНА И ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
4.1. СУЩНОСТЬ АБЛЕЗОБЕТОНА,
ДОСТОИНСТВА И НЕДОСТАТКИ.
ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
Железобетон • строительный ма-
териал, в котором бетон и стальная
арматура, будучи объединены в одно
целое совместно до разрушения вос-
принимают различные силовые воз
действия. Бетон, как показывают его
испытания, хорошо работает на сжа-
тие и в 10 .15 раз хуже работает на
растяжение. Сталь одинаково хорошо
воспринимает как сжатие, так и рас-
тяжение.
Если изготовить ба гку, используя
только один бетон, то при воздей-
ствии на нее нагрузки в ней, как и в
любом изгибаемом элементе, образу-
ется зона сжатия и зона растяжения
(рис 4.1, а). При увеличении нагрузки
напряжения в сжатой и растянутой
зонах будут увеличиваться до тех пор,
пока в крайних волокнах растянутой
зоны не образуйся трещина Образо-
вание первой трещины приводит к мгно-
венному разрушению бетонной балки,
хотя сжатая зона могла бы еще долго
сопротивляться нагрузке. Прочность из-
гибаемых бетонных конструкций опре-
деляется то iuKO прочностью бетона
растянутой зс »ы. прочность бетона
сжатой зоны остается далеко не ис-
пользованной
Поперечное сечение таких кон
струкций из за слабого г противления
бетона растяжению становится мас-
сивным, сама конструкция тяжелой и
не рациональной.
Для уменьшения размеров попереч- •
него сечения растянутую зону изги-
баемых элементов усиливают сталь
ной арматурой (рис 4.1, б) или каким-
либо другим материалом, хорошо ра-
ботающим на растяжение. Наиболь-
шее распространение получила сталь-
ная арматура в виде стержней и ни
проволоки Располо кение в растяну-
той зоне небольшого по плоша >,и коли-
чества арматуры 11...2 %) увеличивает
несущую способ .ость балки в 10...
20 раз.
Арматура с успехом применяется
и в сжатых элементах, например в ко-
лоннах (рис. 4.1 в), Благодаря хоро-
шей работе стали на сжатие несущая
способность коле .л може( быть уве-
личена в 2 раза и б ..лее
Бетон и арматура могут совместно
воспринимать различные силовые воз
действия благодаря тому, что при твер-
дении бетона между ним и стальной
арматурой возникают значительные
си ты сцепления, что обеспечивает их
совместные деформации под нагруз-
кой. Сцепление арматуры с бетоном
не нарушается со временем даже при
значительных изменениях температу-
ры (до 100 °C), гак как сталь и бетон
имеют близкие по значению коэффи
циенгы линейного расширения.
Качественный бетон хорошо пре-
дохраняет арматуру от коррозии и от
действия высоких температур, повы-
шая надежность и увеличивая огне-
стойкость железобетонных конструк-
ций по сравнению с металлическими
в несколько раз.
Сегодня трудно найти такую об-
ласть народного хозяйства, в которой
при строительстве не применялся бы
железобетон. В настоящее время около
80 % всех строительных конструкций
выполняется из железобетона. Желе-
зобетон получит широкое распростра-
нение в строительстве благодаря его
положительным свойствам
возможности придавать ему любые
несообразные конструктивные и архи-
тектурные формы;
долговечности (железобетон по
сравнению с другими строительными
материалами более долговечен, так как
прочность бетона со временем возрас
тает, а сталь, надежно защищенная
бетоном, не меняет1 своих свойств на
88 Глава 4. Сснив* бетпчи и г*
Рис. 4 1 Элементы пол на-
грузкой:
а — бгтониая балка;
зобегончая балка: ® — кг яон**я
/— нейтральная ось; 2 - тре хи-
на; 3- сжатая зона; 4- рапя-
иутая зона, 5 - растянутая ар-
матура 6— ежзтгя арматура
протяжении всего периода эксплуата-
ции сооружения);
хорошей сопротивляемости атмос-
ферным воздействиям и действию огня,
действию сейсмических и динамических
ний выполняют из
бетона и железобе-
нагрузок;
низкому уровню эксплуатационных
расходов по содержанию сооружений
и уходу за железобетонными конструк-
циями;
сравнительно невысокому уровню
капитальных затрат на организацию
производства, так как основную массу
железобетона составляют местные
материалы (песок, гравий или щебень,
вода).
К недостаткам железобетона отно-
сятся: большой собственный вес; вы-
сокая тепло- и звукопроводность; воз-
можность появления трещин и отслое-
ний; сложность производства работ в
зимний период: трудность обработки
и переделки.
Однако эти недостатки не могли
служить препятствием к бурному его
распространению во многих областях
строительства.
Железобетон нашел широкое при-
менение для возведения одно- и много-
этажных промышленных и сельскохо-
зяйственных зданий и сооружений теп-
ловых и атомных электростанций, он
применяется в гидротехническом, шахт-
ном и горнорядном строительстве. С
применением железобетона строятся
гражданские здания различного назна-
чения, в том числе СО % жилых зда-
тона, возводятся тонкостенные про-
странственные конструкции больших
пролетов (железобетонные складки,
оболочки различных видов, купола).
Широко применяют железобетон в ин-
женерных сооружениях: дымовых тру-
бах, телевизионных и водонапорных
башнях, резервуарах и т. д. Из желе-
зобетона возводятся мосты, тоннели,
галереи и эстакады. Его употребляют
для покрытия дорог и аэродромов.
Накоплен опыт применения железо-
бетона в машиностроении для изго-
товления станин и опорных частей
тяжелых станков, изготавливается
мощное прессовое оборудование, он
применяется в судостроении. •
Железобетонные конструкции по
способу возведения различаются на
сборные, монолитные и сборно-моно-
литные.
Элементы сборных железобетонных
конструкций (стеновые панели, плиты,
балки, фермы, колонны, лестничные
марши, блоки Фундаментов и др.)
изготавливают на заводах железобе-
тонных изделий или полигонах с ис-
пользованием высокопроизводитель-
ного оборудования и строгим контро-
лем качества выпускаемой продукции.
На строительных площадках из го-
товых элементов монтируют сборные
конструкции зданий и сооружений. Та-
кой способ позволяет значительно
снижать трудозатраты и сокращать
сроки строительства, особенно в зим-
ний период.
Для возведения конструкций непо-
средственно на строительной площадке
применяют монолитный железобетон.
Он требует устройства специальной
опалубки, установки арматуры и ук-
ладки бетонной смеси. Хотя эти процес-
сы и поддаются механизации, однако
выполнение конструкций из монолитно-
го железобетона все еше остается тру-
доемким. Особенно трудоемкими и до-
рогостоящими являются опалубочные
работы.
В настоящее время разрабатывают
способы возведения монолитных кон-
струкций, исключающие опалубочные
работы. Одной из разновидностей таких
конструкций являются комплексные
конструкции перекрытий, в которых мо-
нолитный бетон применяется в соче-
тании со стальным профилированным
настилом (рис. 4.2). Настил в такой
конструкции играет роль несъемной
опалубки при бетонировании пере-
крытия и после затвердения бетона
выполняет функции внешней рабочей
арматуры. Конструкция имеет ряд
достоинств, обеспечивших, ей широкое
Рис. 4.2. Конструкция монолитного перекрытия
с применением стального профилированного на
стила в качестве опалубки и внешней арматуры
/ - стальной профилированный настил, 2 анкерные
шгири. 3 стальная балка; 4 монолитный бетой
распространение в мировой практике
строительства, главными из которых
являются: устранение трудоемких ра-
бот, связанных с возведением опа-
лубки, снижением конструктивной вы-
соты и массы перекрытия, сокращение
сроков строительства.
В различных промышленных и ин-
женерных сооружениях из железобе-
тона с целью защиты от фильтрации
жидкостей, газопроницания и радио-
активных излучений, а также от ме-
ханических повреждений по поверх-
ности бетона производится облицовка
стальными листами. К таким соору-
жениям относятся надземные и под-
земные резервуары и различные ем-
кости, технологические и транспортные
тоннели, насосные станции, опускные
колодцы, защитные оболочки атомных
станций, подводные и плавучие кон-
струкции и др.
Анкерные стержни, привариваемые
к листам облицовки, включают их в
совместную работу с бетоном и лист
становится внешней арматурой железо-
бетонной конструкции.. При этом внеш-
няя арматура используется как опа-
лубка, а открытая поверхность сталь-
ного листа позволяет отказаться ог за-
кладных деталей для крепления раз-
личного оборудования. Такое совмеще-
ние функций резко снижает расход
металла и трудозатраты при возведе-
нии подобных сооружений. Конструк-
ции с внешним армированием в срав-
нении со сборными являются конку-
рентоспособными по трудозатратам, но
проигрывают сборным по расходу
стали.
Сборно-монолитные конструкции со-
стоят из сборных элементов, объеди-
ненных в единое целое монолитным
бетоном. Преимущество таких кон-
струкций перед монолитными состоит
в том, что сборный железобетон может
выполнять функцию опалубки для мо-
нолитной части конструкции, что су-
щественно снижает стоимость и сроки
строительства. Такие конструкции' но
сравнению со сборными — дают повы-
шение жесткости всего сооружения в
I ta i О
целом, сокращают расход стали на
устройство стыков и узлов.
Сборно-монолитным конструкциям,
как и монолитным, присуши те же
недостатки — удорожание и усложне-
ние работ в зимнее время, кроме того,
они менее индустриальны по сравне-
нию со сборными.
Как мы видим, применение сбор-
ного железобетона позволяет эконо-
мить материалы. Поэтому сборный же-
лезобетон получил в нашей стране та-
кое широкое развитие.
4.2. ОСНОВНЫЕ ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ
СВОЙСТВА БЕТОНА,
СТАЛЬНОЙ АРМАТУРЫ
И ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Бетон для железобетонных кон-
струкций*. Бетон как материал для
железобетонных конструкций приготов-
ляют из смеси вяжуще го, воды, крупных
и мелких заполнителей. В качестве вя-
жущего используют в основном порт-
ландцемент, представляющий собой
тонкопомолотый продукт обжига до
спекания при температуре свыше ты
сячи градусов смеси известняка и гли-
нистых материалов. Применяется также
шлакопортландцемент, являющийся
смесью портландцемента с основными
шлаками металлургической промыш-
ленности. Наша промышленность вы-
пускает различные марки цемента по
прочности 200, 300, 400, 500 и выше
Если для приготовления бетона в
качестве инертных заполнителей ис
пользуют щебень из дробленых горных
пород — гранита, диабаза, песчаника,
известняка и др. и чпиродный кварце
вый песок, то получают так называемый
тяжелый бетой средней плотности свы-
ше 2200 до 2500 кг, м3. Это самый рас
пространенный вид бетона
В этом разделе приводятся краткие све-
дения о физике-механических свойствах б<-
тона. Вопросы, связанные с выбором со-
ставляющих материалов подбора состава бе
тоня и методах его пригсъ—и пения, pact при
мкгеп в курсах «Архитектурное материк то
ведение* и «Технология строительного про-
I - . на».
Если в качес гве заполнителей ис-
пользуют природные пористые мате-
риалы - перлит, пемзу, ракушечник
или искусственные керамзит, аглопо-
рит, шумгезит, шлак и др., то получают
бетоны на пористых заполнителях;
В зависимости от вида пористых запол-
нителей различают перлитобетон, ке-
рамзитобетон, шумгезитобетон, шлако-
бетон и т. д.
Бетоны на пористых заполнителях
называются легкими. Они имеют плот-
ность не более 2200 кг/м’.
Для ограждающих конструкций зда-
ний и сооружений применяют бетоны
ячеистой структуры с искусственно со-
зданными порами, состоящие из затвер-
девшей смеси вяжушего и кремнезе
мистого компонента .(молотого песка
или золы) с тепловой обработкой при
атмосферном давлении или г автоклав-
ной обработкой. Эти бетоны имеют
плотность че более 1400 кг/м3.
Вег виды бетонов по своей струк-
туре представляют собой неоднород-
ный материал, большую часть объема
которого занимают инертные заполни-
тели, скрепленные в единое целое це-
ментным камнем, который образуется
в результате химических процессов,
протекающих между вяжущим и во-
дой.
Эти процессы происходят длитель
ное время, поэтому прочность бетона
со временем нарастает, а объем бе
тона несколько изменяется. При твер-
дении в воде объем бетона увеличи-
вается, происходит набухание бетона.
При твердении в воздушной среде объем
бетона уменьшается. Это свойство бе-
тона называется усадкой
Обычно усадка бетона происходит
наиболее интенсивно в начальный пе-
риод твердения и в течение первого
года. В дальнейшем она затухает. Это
связано с физико-химическими особен-
ностями процесса гидратации цемент-
ного камня. Чем больше цемента и воды
на единицу объема бетона, тем больше
усадка. Неравномерное высыхание бе-
тона приводит к неравномерной усад
ке и образованию трещин на его по-
верхности. Предотвратить появление
усадочных трещин можно путем пра-
вильного подбора состава бетонной
смеси, увлажнения открытых поверх-
ностей бетонных конструкций, устрой-
ства деформационных швов или поста-
новкой специальной противоусадочной
арматуры.
Показатель прочности бетона при
сжатии является важнейшей характе-
ристикой бетона. При испытании на
сжатие образцов бетона в виде кубов
их разрушение происходит под углом
порядка 45°. После разрушения куб
приобретает форму усеченных пирамид,
сомкнутых малыми основаниями. Это
происходит потому, что силы трения
между поверхностью куба и плитой
пресса препятствуют свободным по
перечным деформациям бетона. Влия-
ние трения на величину сопротивления
сжатия значительно уменьшается при
испытании вместо кубов высоких
призм.
В реальных железобетонных кон-
струкциях один размер чаще всего
преобладает над другими (пролет над
шириной и высотой изгибаемых эле-
ментов, высота над сечением в сжатых),
поэтому кубиковая прочность бетона
не используется при расчете прочно-
сти железобетонных конструкций.
Прочность сжатого бетона опреде
ляется призменной прочностью — вре-
менным сопротивлением осевому сжа-
тию бетонных призм. Она составляет
примерно 0,75/? кубиковой прочности.
Так как на испытание призмы идет в
4 раза больше бетона, то для опреде-
ления прочностных характеристик бето-
на на сжатие используются кубы.
При проектировании бетонных и
железобетонных конструкций в соот-
ветствии со СНиП 2.03.01—84 «Бетон-
ные и железобетонные конструкции»
в зависимости от их назначения и ус-
ловий работы устанавливаются пока-
затели качества бетона, называемые
классами и марками, основными из
которых являются: а) класс бетона
по прочности на сжатие В. Он опре-
деляется временным сопротивлением
сжатию бетонных кубов с размером
ребра 15 см, испытанных через 28 дней
при температуре 20±2°С по ГОСТ
10/80—73 «Бетоны, методы определе
ния прочности на сжатие и растяже-
ние». Класс бетона по прочности В
устанавливается с учетом статистиче-
ской изменчивости прочности и при
нимается равным наименьшему конт-
ролируемому значению временного со-
противления бетона сжатию с обеспе-
ченностью 0,95. СНиП для железобе-
тонных конструкций предусматривает
классы по прочности на сжатие: для
тяжелых (обычных) бетонов — от В 7,5
до В 60; для легких бетонов от В
2,5 до В 40;
б) класс прочности на осевое рас-
тяжение В характеризует прочность
бетона на осевое растяжение, которое
определяется путем испытания специ-
альных образцов - восьмерок. Он на-
значается в случаях, когда эта харак-
теристика имеет главенствующее зна-
чение и контролируется на производ-
стве. Классы прочности на осевое рас
тяжение для всех бетонов — от В 0,8
до В 3,2;
в) марки по морозостойкости F
назначаются для конструкций, под
вергающихся в увлажненном состоянии
действию попеременного заморажи-
вания и оттаивания. Число после бук-
вы F обозначает количество циклов
замораживания и оттаивания в насы-
щенном водой состоянии. Марки по
морозостойкости от F 0 до F 500;
г) марки по водонепроницаемости—
от IF 2 до IF 12 характеризуют пре-
дельное давление воды (кгс/см2), при
котором еще не наблюдается просачи-
вание воды через бетон. Назначаются
для конструкций, к которым предъяв-
ляются требования водонепроницае-
мости;
д) марки бетона по плотности Д
800 Д 2400 характеризуют среднюю
плотность (кг/м‘).
Возраст бетона, отвечающий его
классу по прочности на сжатие и осевое
растяжение, устанавливается в воз-
расте 28 сут.
Вид бетона, оптимальные класс и
марку назначают на основании тех-
нико-экономического анализа в зави-
симости от вида конструкций, их на-
значения, условий эксплуатации и
нагрузки. Конкретные указания по это
му вопросу даны в СНиП 2.03.01— 84
и при изложении материала по отдель-
ным видам железобетонных кон-
струкций.
При проектировании железобетон-
ных конструкций помимо прочностных
характеристик необходимо учитывать
и деформативные свойства бетона. Де-
формации бетона бывают двух видов.
К первому относятся деформации под
нагрузкой, ко второму - температур-
ные и усадочные.
Рассмотрим поведение бетона при
действии однократной кратковремен-
ной нагрузки. Обычно исследование
деформативных свойств бетонов ведут
путем испытания призм. Нагрузка на
призму прикладывается этапами. На
каждом этапе специальными прибо-
рами в середине призмы замеряют ее
относительные продольные деформа-
ции (еь). Замеры деформаций прово-
дят сразу же после нагружения и спу-
стя некоторое время выдержки образца
под нагрузкой при постоянном напря-
жении о,,. Деформации, измеренные
в момент приложения нагрузки, носят
упругий характер (е,) и связаны с на-
пряжениями линейной зависимостью
Рис. 4.3 Диаграмма зависимости 6 — f при сжа-
тии и растяжении бетона:
/— пластические деформации; 2 упругие деформа-
ции; 3 растяжение; 4— сжатие
(наклонные участки диаграммы). Де-
формации, развивающиеся в бетоне
за время выдержки под нагрузкой,
характеризуют неупрутую часть де-
формаций (е₽/) (горизонтальные уча-
стки диаграммы).
Свойство бетона увеличивать не-
упругие деформации во времени при
постоянной нагрузке называется пол-
зучестью.
С увеличением количества этапов
нагружения и соответственном умень-
шении части нагрузки, приходящейся
на один этап или при непрерывном
нагружении, зависимость щ—еь пре-
вращается в плавную кривую (рис. 4.3).
Развитие деформаций ползучести бето-
на во времени носит затухающий ха-
рактер, однако деформации ползучести
|цогут в 3—4 раза превышать упругие
деформации.
Таким образом, бетон по своим
деформативным свойствам является
упругопластическим материалом, по-
этому зависимость между напряже-
ниями и деформациями для него не
линейна СНиП на бетонные и железо-
бетонные конструкции в зависимости от
класса бетона и его средней плотности
дает значения начальных модулей уп-
ругости Еь (см. приложение 11). На-
чальный модуль упругости соответ-
ствует упругим деформациям при мгно-
Рис. 4.4. Расположение арматуры в элемен-
тах железобетонных конструкций:
1 плита; 2- рабочая арматура сетки плиты;
3- - монтажная арматура сетки плиты; 4 - по-
перечная арматура колонны (хомуты); 5 про-
дольная рабочая арматура колонны; 6— мон-
тажная арматура каркасов балки; 7 попереч
ная арматура балки; 8— продольная рабочая
арматура каркасов балки; 9 балка; 10- ко-
лонна
Рис. 4.5. Арматура для желе
зобетонных конструкций:
а стержневая (класс А — I);
б — стержневая (класс А—И);
в — стержневая (класс А—Ш и
выше); г — высокопрочная про-
волока; д арматурный канат
венном нагружении и равен тангенсу
наклона кривой ал — еь в начале коор-
динат.
Арматура. Основное назначение ар
матуры заключается в восприятии рас-
тягивающих усилий в растянутой зоне
или усиления сжатой зоны железобе-
тонных элементов. Необходимое ее ко-
личество определяется расчетом Место
ее положения в сечении элемента долж-
но строго фиксироваться. Такая арма-
тура называется рабочей (рис. 4.4).
Арматура, устанавливаемая по кон-
структивным или технологическим со-
ображениям, называется монтажной.
Стальная арматура для железобе
тонных конструкций в зависимости от
технологии изготовления подразделя-
ется на два вида: горячекатаную стерж
невую и холоднотянутую проволочную.
Прочность горячекатаной арматуры
может быть повышена в результате
термической обработки (такая армату
ра называется термически упрочнен-
ной), либо вытяжкой в холодном со-
стоянии (упрочненная вытяжкой) В за-
висимости от прочностных характерис-
тик стержневая горячекатаная арма
турная сталь подразделяется на ряд
классов. Сталь гладкая класса A-I
(рис. 4.5, а), периодического профиля
классов А-П, А-Ш, A-IV, A-V, А VI,
термически и термомеханически упроч-
ненная — периодического профиля
классов Ат-Ш, Ат-IV, Ат V, Ат-VI.
Периодический профиль устраива-
ется для лучшего сцепления арматуры
с бетоном. Сталь класса A-И (рис.
4.5, б) выпускают диаметром 10...80 мм,
имеет периодический профиль, образо-
ванный часто расположенными вы-
ступами идущими по трехзаходной
винтовой линии с двумя продольными
ребрами. Стали классов A-III...A-VI
имеют периодический профиль с вы-
ступами, образующими «елочку» (рис
4,5, в).
Стержни периодического профиля
различают по номерам. Номер стержня
соответствует расчетному диаметру
равновеликого по площади круглого
стержня (см. приложение 12).
Проволочная арматурная сталь
подразделяется на:
а) арматурную холоднотянутую про-
волоку: обыкновенная - периодическо-
го профиля класса Вр-I; высокопроч-
ная — гладкая класса В-П, периодиче-
ского профиля класса Bp II (рис.
4.5, а),
б) арматурные канаты — спираль-
ные семипроволочные класса К-7 (рис.
4.5, д), девятнадцатипроволочные ктас-
са К-19.
Механические характеристики ар
матурных сталей определяются путем
испытания обра нов на растяжение.
Горячекатаная арматурная сталь с
площадкой текучести на диаграмме
о, — е, обладает значительным, дохо-
Н Г 4 Ol - HrJ ........ и I
дящим до 25 %, удлинением после
разрыва. Такая сталь называется мяг-
кой (рис. 4 6, а) Она имеет физи-
ческий предел текучести. Ему соответ-
ствуют напряжения при которых об-
разец деформируется без увеличения
нагрузки.
Для арматуры без физической пло
щадки текучести (рис 4 6, б) опреде-
ляется условный предел текучести о,
т. е. напряжение, при когор' м оста-
точная относительная деформация со-
ставляет 0,2 %.
Для мягких сталей предел текуче-
сти может быть повышен, если до
использования стали в конструкциях в
ней создать на пряж ния ок> ow и затем
снять эти напряжения
Происходит упрочнение вытяжкой
за счет так называемого наклепа ста-
ли. При повторном загружении, по-
скольку пластические деформации уже
выбраны, напряжения о,, становятся но-
вым пределом текучести.
После многократной протяжки про-
волоки через постепенно уменьшаю-
щиеся отверстия проволока приобре-
тает свойства твердой стали, значи-
тельно повышается ее прочность на раз-
рыв и уменьшается удлинение после
разрыва до 4 %.
Важней характеристикой арматур-
ной стали является ее временное со-
противление ои, т напряжения, со-
Рис 4.6. Диаграммы i । при растя» нни
раэныу видов стали: п мягкой (с площадкой
геку - сти); б твердой (с условным ппсъ ?ом ге-
куче-.’ я|
ст04 тствующие наибольшей нагрузке,
гре-шествующей разрушению образца.
Диаграммы о,— ед показывают,
что сталь имеет высокий предел уп
р’гости, т. е. такое1 значение напряже-
ний, выше которого деформации не
линейно зависят от напряжений. За
предел упругости 7словно прини-
мается напряжение, при котором оста-
точные относительные деформации со
е гавляют 0,02 %
Коэффициент пропорциональности
между напрял ониями и деформациями
на этом участке диаграммы л -еь на-
сынаетсЯ модулем упруытпти стали Д.
В ависимостч от класса ста щ ош имеет
значени (1.8...2.I) -10' Ml 1а.
Выбор арма>урной стали произво-
дится в зэвш имости от типа конструк-
ции, наличия претвари тыльного напря-
жения, у словий возведения и жсплуа-
ации „даний. Сталь ктаеса А-I имеет
сравните тьно невысокий предел теку-
чести о( = 240 МПа к применяется в
о. новном как конструктивная или мон-
тажная. Для рабочей арматуры нена-
прятаемых конструкци' нормами ре-
комендуется применять арматуру клас-
са А-П1, \ которой о(=400 Mila.
В качестве напрягаемой арматуры
предварительно напряженных железо-
бетонных леменюч при длине до
12 м рекомендуется применять терми-
чески и термомеханически упрочнен-
ную арматуру классов Ai-V и 4t-VI.
При длине свыше 12 м тетует приме-
нять зрматурную проволоку классов
В-П, Вр-П и арматурные канаты клас-
сов К-7 и К-19 или горячекатаною ар-
матуру классов A-V А VI.
В конструкциях . ненапрягаемой
арматурой для армирования железобе-
тонных элементов применяют арматур
ные изделия в виде вяааньус или свар-
ных сеток и каркасов. Вязаные сетки
и к риасы образуются перевязкой
с тержней в местах их пересечения мяг-
кой вязальной проволокой {диаметром
0,8. 1 мм). Обычно перевязывают толь-
ко часть neper- чений. тоста идшую для
придания каркасу жесткости Этот спо
соб образования сеток и царипеов тре
бует больших затрат труда. Он при-
меняется только для нестандартных
сеток и каркасов со сложной конфи-
гурацией и расположением стержней.
Применение сварочных машин для
изготовления сеток и каркасов позво-
лило резко сократить трудозатраты на
их изготовление. Сварные сетки об-
разуются контактной точечной свар-
кой в местах пересечения продольных
Диаметры стержней одного направления.
мм 3...12
Наименьшие допустимые диаметры стерж
ней другого направления, мм 3
Для изготовления стандартных
сварных сеток с использованием кон-
тактной точечной сварки применяют
стержневую арматуру классов A-I,
A-II, А-Ш диаметром 6 ..10 мм и про-
волоку классов В-I, Вр-1 диаметром
3...5 мм. При проектировании сеток
учитываются требования унификации
габаритных размеров, шагов, диамет-
Рис. 4.7. Сварная рулонная сетка
и поперечных стержней. При контакт-
ной сварке нельзя сваривать стержни,
значительно различающиеся по диа-
метрам. Стержни большого диаметра
будут прогреваться незначительно, тог-
да как тонкие стержни в месте кон-
такта могут просто расплавиться, не об-
разовав прочного соединения. Соот-
ношение диаметров свариваемых стер-
жней должно приниматься:
14; 16 18; 20 22 25...32 36: 40
4 5 6 8 10
ров продольной и поперечной арматуры,
сетки должны быть удобны для транс-
портирования, складирования и уклад-
ки в форму. Сварные сетки завод-
ского изготовления выпускают рулон-
ными и плоскими (рис. 4.7). В рулон-
ных сетках стержни одного направ
ления обычно являются рабочими, дру-
гого — монтажными. Ширина рулона
до 3800 мм, масса до 1300 кг.
Сварные плоские сетки имеют длину
до 12 000 мм. Они выпускаются по
сортаменту.
Сетки применяют для армирования
плит, стеновых панелей, фундаментов,
пространственных конструкций.
При армировании изгибаемых эле-
ментов, элементов ферм, колонн и
других применяют плоские или про-
Рис. 4.8. Сварные каркасы:
а — плоские; б пространственные;
/ — продольные стержни расположены
в один ряд по высоте; 2— продольные
стержни расположены в два ряда по вы-
соте; 3 - соединительные стержни
странственные арматурные каркасы
(рис 4.8)
Плоские сварные каркасы, напри-
мер, для армирования изгибаемых эле-
ментов состоят из продольных рабо-
чих и монтажных стержней с прива-
ренными к ним поперечными стерж-
нями (рис. 4.8, а). Продольные стерж-
ни могут располагаться в один или два
ряда по высоте как с одной, так и с
двух сторон, однако одностороннее
расположение продольных стержней
удобнее при изготовлении и обеспе-
чивает лучшее сцепление с бетоном.
Пространственные арматурные кар-
касы (рис. 4.8, б) могут выполняться
целиком на всю конструкцию или в
виде изготовленных заранее простран-
ственных блоков. Пространственные
каркасы должны быть достаточно жест-
кими для возможного их складирова-
ния, перевозки и соблюдения проект-
ного положения в конструкции. Про-
странственные каркасы собирают из
плоских каркасов с использованием
соединительных стержней, привари-
ваемых к продольным стержням с по-
мощью точечной сварки.
При необходимости соединения
(стыковки) арматурных стержней, как
правило, используют сварку. Стыки
могут быть заводскими, если они вы-
полняются на заводе железобетонных
изделий, и монтажными, выполнен-
ными на строительной площадке, ког-
да необходимо обеспечить неразрез-
ность сборных конструкций.
Заводские стыки чаще всего осу-
ществляются контактной стыковкой
сваркой (рис. 4.9, а). Процесс сварки
заключается в том, что концы стержней
под действием электрического тока
разогреваются до высокой температуры
с последующим сжатием друг с другом.
В зоне сварки металл сплавляется,
образуя небольшое утолщение. Проч-
ность такого соединения выше, чем
прочность стыкуемых стержней. При
отсутствии специального оборудова-
ния или в условиях монтажа на строи-
тельной площадке стыки арматуры мо-
гут осуществляться ванной сваркой
(рис. 4.9, б) в специальных медных
формах или на стальной скобе-под-
кладке (рис. 4.9, в) или ручной дуго-
вой сваркой протяженными шва-ми с
круглыми накладками или внахлестку.
В местах, где прочность арматуры
используется не полностью, можно вы-
полнять стыки стержней класса не выше
А-Ш внахлестку без сварки с перепус-
ком концов на 30...40d. Однако такое
соединение является самым неэконо-
мичным по расходу стали. Внахлестку
могут выполняться стыки сварных
сеток. Длина перепуска I должна при-
ниматься не менее значения 1ап, опре-
деляемой по формуле (4.1).
Рис. 4.9. Основные типы сварных соедине-
ний арматуры:
а- контактная стыковая; б — ванная; в
ванная на стальной скобе - подкладке; г —
ручная дуговая протяженными швами с круг
лыми накладками; д—нахлесточное
(J U; н;.г?67.г,' j/fW.iUAt-W. 'i imli^ Ct К 'i i г»Г‘//< f^U /м'74'WU
Плоские сварные каркасы стыку-
ются внахлестку только при односто-
роннем расположении рабочих стерж-
ней и выполняются так же, как и стыки
сварных сеток. При стыковке внахлест-
ку стыкуемые стержни должны распо-
лагаться по возможности вплотную
друг к другу, а сами, стыки вразбежку.
Основные свойства железобетона.
Для того чтобы железобетонная кон-
струкция могла воспринимать различ-
ные силовые воздействия, бетон и ар-
матура в ней должны работать совме-
стно, т. е. не должно быть проскаль-
зывания одного материала относи-
тельно другого.
При проектировании железобетон-
ных конструкций необходимо обеспе-
чить надежную анкеровку арматуры
в бетоне, препятствующую их взаим-
ному смещению.
Анкеровка арматуры может осуще-
ствляться одним из следующих спосо-
бов или их сочетанием (рис. 4.10):
сцеплением стержней с бетоном; крю-
ками или лапками; петлями; привар-
кой поперечных стержней; особыми
приспособлениями (анкерами).
Сцепление арматуры с бетоном зави-
сит от склеивания арматуры с бетоном,
так как цементный гель обладает клея-
щей способностью, от сил трения, воз-
никающих между поверхностью стерж-
ня и бетона, смятия и среза бетона,
вследствие механического зацепления
в бетоне выступов арматуры периоди-
ческого профиля. Механическое зацеп-
ление обеспечивает до 75 % сопротив-
ления арматуры сдвигу. Поэтому в же-
лезобетонных конструкциях в основ-
ном применяется арматура периодиче-
ского профиля.
Стержни растянутой и сжатой нё-
напрягаемой арматуры должны заво-
диться за нормальное к продольной
оси элемента сечение, в котором они
учитываются с полным расчетным со-
противлением на длину не менее 1ап,
определяемую по формуле
/ = (ю U }d, (4.1)
чп \ an R ' an J
ь
Рис. 4.10. Анкеровка -арматуры.
а сцеплением прямых стержней с бетоном; б крю-
ками и лапками; в- -петлями; г—приваркой попереч-
ных стержней, д — особыми приспособлениями (анке-
рами)
но не менее /О„ = ХО,Д, где значения
(i)un, АХИЛ, а также допускаемые мини-
мальные значения 1ап определяются
по табл. 4.1; Rs — расчетное сопротив-
ление арматуры (см. § 3); Rb- рас-
четное сопротивление бетона осевому
сжатию; d — диаметр стержня.
При этом гладкие арматурные
стержни должны оканчиваться крюка-
ми или иметь приваренную попереч-
ную арматуру по длине заделки.
Если размеры элементы не позво-
ляют выполнить указанные требова-
ния, то на концах стержней устраива-
ют специальные анкеры в виде пластин,
гаек, уголков, высаженных головок и
т. п. Анкеровка предварительно напря-
4 Зак. 618
l Задглка • >матур м
а) растят . гой н разинутом бетона
б) сжатой н.п! растянутой в сжатом <• ..
2 Стыки арматуры вне i.wctkv
а) в растянутом бетоне
61 в С*, том беточ!
, iun 4 I Анкеровка арматуры
К . |>и - । ............• вкм
женной арматуры осуществляется спе-
циальными анкерами. Их конструк-
ция рассматривается в § 4.С.
В железобетонных конструкциях
арматура, имея хорошее сцепление
с бетоном, на определенном этапе
твердения бетона активно препят-
ствует усадке и ползучести бетона
Усадка железобетона примерно вдвое
меньше, чем картированного бетон.»
Сдерживающее влияние арматуры на
усадку бетона приводит к тому, что в
арматуре возникают сжимающие, а в
бетоне растягивающие силия. Растя-
гивающие усилия в бетоне будут тем
больше, ч«м больше арматуры paiMt
щено в сечении элемента При мои
ном армировании усадочные напряж*
ния могут вызывать образование тре-
щин в бетоне железобетонных элемен-
тов. Поэтому при проектировании кон-
струкций большой протяженности не-
обходимо предусматривать устройство
противоусадочных швов Трещины в бе-
тоне могут возникать и от изменения
температуры окружающей среды
Поэтому температурные и усадочные
деформационные швы обычно сов-
мещают
При длительном действии нагрузки
на железобетонную конструкцию,
вследствие ползучести бетона, проис-
ходит перераспределение напряжений
между бетоном и арматурой
Ползучесть уменьшает напряжения
в бетоне и увеличивает их в арматуре.
с*то обстоятельство положительно вли-
яет на работу коротких сжатых железо-
бетонных элементов, позволяя полно-
щью использовать прочность бетона и
арматуры Изгибаемые элементы за
счет ползучести получают большие
прогибы В гибких сжатых элементах
(высоких колоннах) увеличение про-
гиба приводит к уменьшению несущей
способности.
Работа железобетона при различ-
ных температурных воздействиях зави-
сит от температуры нагрева и длитель-
ности его воздействия. Так, при воз-
1емствии на конструкцию температуры
>io 50 °C она практически не приводит
к снижению прочности железобетона.
При постоянном воздействии на бетон
повышенных температур порядка 60..
200 °C его прочность может снизиться
на 30 %. При длительном воздействии
высоких температур (более 300 °C) и
последующем охлаждении обычный бе-
тон разрушается. Для конструкций,
работающих при высоких температурах,
применяют специальный жаростойкий
бетон
При кратковременном воздействии
высоких температур, например при
пожаре, железобетонные конструкции
могут сохранять свою несущую спо-
собность в течение нескольких часов
Предел огнестойкости железобетонных
элементов зависит от размеров сече-
ния, конструктивной схемы элемента,
вида арматуры, способа армирования
и особенно от защитного слоя бетона.
Предел огнестойкости измеряется в
часах. Железобетон относится к огне-
стойким материалам Он способен вы-
держивать при пожаре температуру
1000.. 1100 °C в течение нескольких ча-
сов без существенной потери проч-
ности.
Железобетон относится к долговом
ным материалам, если он эксплуати-
руется в нормальных условиях. В аг-
рессивной среде долговечность железо-
бетона может значительно снизиться
из-за коррозии бетона и арматуры, ко-
торая может развиваться под действием
жидких или газообразных веществ
Коррозия арматуры сопровождается
увеличением ее объема, что вызывает
отслоение защитного слоя бетона
При коррозии бетона происходят выще-
лачивание цементного камня, а также
другие виды разрушения
Защита железобетонных конструк-
ций от коррозии ведется путем при-
менения плотных бетонов, сутьфато-
стойких цементов и других специаль-
ных мероприятий
Для обеспечения совместной работы
арматуры с бетоном и защиты от кор-
розии и действия высоких температур
рабочая арматура должна быть уда-
лена от поверхности конструкции на
величину защитного слоя. Для про-
дольной арматуры толщина защитного
слоя должна применяться не менее
диаметра стержня или канала и не
менее: в плитах и стенках толщиной
до 100 мм - 10 мм; в плитах и стенках
толщиной более 100 мм, а также в бал-
ках и ребрах высотой до 250 им -
15 мм; в балках и ребрах высотой
250 мм и более, а также в колоннах -
20 мм; в фундаментных балках и сбор-
ных фундаментах - 30 мм, для ниж-
ней арматуры монолитных фундамен-
тов при наличии бетонной подготов-
ки - 35 мм; при отсутствии бетонной
подготовки — 70 мм.
Толщина защитного слоя бетона для
поперечной, распределительной и кон-
структивной арматуры должна прини-
маться не менее диаметра этой ар-
матуры и не менее 10 мм при высоте
сечения элемента до 250 мм и 15 мм
при высоте сечения 250 мм.
При воздействии на железобетонные
конструкции высоких температур или
агрессивной среды, а также повышен-
ной влажности толщина защитного слоя
увеличивается и назначается с учетом
специальных нормативных требований.
Толщина защитного слоя может
значительно отличаться от указанных
выше. Так, в одной из разновидностей
железобетона — армоцементе принима-
ется толщиной около 2.. 3 мм.
Армоцемент приготовляется на це-
ментно-песчаном бетоне (без крупно-
го заполнителя) и армируется сетками
из тонкой проволоки диаметром 0,5...
1 мм с ячейками до 10X10 мм. Сетки
равномерно распределяются по толщи-
не конструкции. Расстояние между сет-
ками 3...5 мм. Равномерное распреде-
ление арматуры в бетоне придало
армоцементу однородность, повышен-
ную растяжимость благодаря значи-
тельному увеличению поверхности сцеп-
ления арматуры с бетоном, хорошую
сопротивляемость раскрытию трещин,
повысило его упругие свойства. Эти
свойства армоцемента определили об-
ласть его применения для изготовле-
ния тонкостенных (толщиной 15..
30 мм) пространственно работающих
конструкций, позволяющих перекры-
вать пролеты до 100 м и более.
Однако армоцементные конструк-
ции значительно уступают конструк-
циям из обычного железобетона по
огнестойкости. Их можно применять
лишь при нормальной влажности и от-
сутствии агрессивных воздействий
среды, так как их коррозийная стой-
кость невелика.
Та Же идея дисперсного (равно-
мерного распределения арматуры по
сечению) армирования осуществлена
еще в одной разновидностп железобе-
тона — фнбробетоне. Для повышения
прочности бетона при растяжении, его
жесткости сопротивления динамиче-
ским воздействиям применяют арми-
рование бетонов волокнами в виде ко-
ротких отрезков топкой стальной про-
волоки. стеклянных и синтетических
нитей в количестве 1,5...3% к объему
бетона.
Фибровая арматура из стали обычно
имеет диаметр 0,1 .1,5 мм и .инну
6 ..70 мм, оптимальным считается пт
но шеи ис длины к диаметру в предэдп»
50 .100
Исследования показали. чт? фибро
бетон ио сравнению с неармироценным
бетоном в 2 раза прочнее ня ра>тяже
нне Его ударная нр.чнопь пивыша
етс-я в 3 10 р<« с В 2 раза ц^зрастаеу
прочность на истирание. Рост прочее
сти на сжатие у фибробетона не «и*
чите лен всего 20 .3» %
Фибробстон аалсг.н рил 1
при изготовлении 1 руС нслнчш i lap
шей, плит проезжс ) • ю<му •> » .
тов, зэродромныио «г ««<»> г там
где его положительны г ««<»«,. ia позк i
ля ют ему коню пировать < обычным
жел« юбстоноч.
4.3. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
ПО ПРОЧНОСТИ
Стадии напряженно-деформирован-
ного состояния. Накопленные звене
рммента плнь“? ±?ниые •? пов< . •ни#.
личных лллесг-тонных элемент*)!) I
НаГруЗКОЙ ПОКс -ЛП! ЧТО При yi« W*.
нии нагрузки на изгибаемы*1 внм«> • т
ренно сжатые или вж 1ептренн«> р г tw
нутые элементы можно паи л ю пять .
СКОЛЬКО почестюнпи Р< I I
пацряженно-д< форми ।
стояния Каждая и’ «пц т«и*4 »р
р.1ктерИ1уетгя определен ним р<н .
делением напряжений по высот- , г ।
НИЯ, ВеЛИЧИНОЙ И ХЗрапггрОМ и (нф
мацнй («ина и aptv.. ры.
Наиболее хя11як1ч pHi, 141 стадии
проявляют^ ......, ....... • изгиб
же - м бгтоннип . •> ц ।.
Рассмотрим 11,11111н। ।
рованнгл* сцстижм* ih'|"
ЧСННЯ Ж( .. * « и;м»'| н,. -.t > •
опирал • 1си< ГвиСм ,1г, ,<>(..<• •
то»енньл м В э ,ч м • г,
сиг л ми будет ieii«’“9Bai . момент ш
iTOHHBOH («ешчины |знШ чистого и
1иба) и поперечная сто ианча нулю
(рис 4 1;» Бачк> ими-! днчочное
армирование (арматура расположена
только в растянутой зоне).
Стадия I. При небольшой нагрузке
деформации в бетоне носят vnpyrHH
характер Напряжения в бетоне и ар-
матуре невелики Зависимость между
чеформацнями и напряжениями почти
линейная эпюры нормальных напря-
- и- • к кв сжат. и. так и в растянутой
нм м^жно считать треугольными. При
• 'и .п«ч>нй|' I- irpy ки :• .т напряжений
п г .(стянутой зоне вследствие пласти-
чески < кформацпп происходит мед-
li >№• |«> ( saBHi нию с ростом дефор
мацик ?™ора напряжений приж.
м»г1 1«ршы>линейное очертание и на-
при*, они в бетоне приближаются к
пр».д<- iy прочности бегона при растяже-
нии (рис 4 12) Стадия I характеризует
n^nu.aj раб«тЧ конструкции без тре-
щин в растянутой пне.
Стадия II характепизует период
появления и раскрытия грешин в рас
тянутой юнс бетона В сечениях, где
иточчкчи трещины. ’"'илия растянутой
зоны воспринимаются арматурой На
пряжения в битоне в этом «ечепии при-
нимаются равными ну.'ш> Небольшими
'Ктягин «книимн напряжениями на
участке mc-.k.qv конном трещины и ней-
ра и.ноп oCf.io обычно пренебрегают.
Напряжения в сжатой шн. безона
о. в этой сты дни остаются г-‘ньше вре
мен по го сопротивления сжатию. При
да |Ьнсй1пем увеличении нагрузки в бе
тоне сжатой зоны обвиваются пеун
ругне деформации, ^пюра нормальных
напряжений имеет криволинейное очер-
тание Конец стадии [| «арактеризу
стся началом неупругих деформаций
в арматуре.
Стадия III предшествует разруше
нию элемента н характеризуется пре
дельным состоянием прочней ги сече
ния. С увеличение* нагрузки напряже
ния в арматуре л достигают фнзич
ского или условного предела текуче».тг
и i При последующем ув дичеции на
грузки напряжения в арматуре г пло-
щадкой текучести нс возрар- ног. гак
как удлинение арматуры при геьчче
сти происходит при постоянных напря
жениях Напряжения в бетоне сжатой
зоны вследствие увеличения ширины
раскрытия трещин и сокращения вы
•оты сжатой зоны также мстиыют
временпогг ''©противления сжатию и
бетон разрушается
Таким обрдоом, перса разрушением
железобетонною элемеша в нормаль
мия сечении образуется так называе-
мый пластический шарнир, в котором
напряжения как в армат1. |и так и в
Летоне достигают предельно •. значе-
ний. Разрушение носит плаимческий
ейрактер, его называют случаем /
Если в качестве растянутой арма-
iVpbt применена высокопрочная прово-
лок.' с малым отно->1тепы1ым удлине-
нием при разрыве, го одновременно
I разрывом проволоки проиехччиз и
раздробление бетона сжатой зоны
Хотя ра,<|.| шепие при этом носит хруп
кий хапакзер, ©»•> также относят к < г.
чаю I
Если р« «ко увеличить насыщение
рягтяпмтой зоны элемента арматурой,
то ее несущая способность может ока-
• пься значительно бс. «ыне несущей
способности сжатой юны бетона (пе-
реармированное сечение) В этом слу-
чае произойдет разрушение бетона
«.жатой зоны раньше, чем напряж«
hi'Н в арматуре достигнут предела
текучести Прочностные «.войства арма-
vpbi окажутся недоиспользованы (слу-
чай 2)
В переар мири ванных сечениях п<
реход от адии II к сзадии II] прош
ходит внезапно и разрушение все|Да
имеет хрупкий характер. Проектири
иания таки* сечений стараются избе
гать.
Между первым и вторым случаем
разрушения существует граничная об-
i.ictu в которой растяпузая и жатая
зоны изгибаемого элемента могут це-
стшать прецсльнсли состояния (исчер
пиния несущей способности) одноврс
менно Эта область отвечает наиболее
рациональному использованию в се
ченнн гнтопа и арматуры
Рассмотренные напряженные и
стояния используются при расчсзю
же-.’ечобетонпых элементов Они яв-
,<мк>тся ось «вой современна “i теории
расчета железобетонных конструкции,
ралрабмгашкт в нашей стране.
Нормативные и расчетные сопро-
тивления бетона и арматуры Норма-
тивные и расчетные сопротивления в
общем случае ха пакте ризуют качество
материалов, из кнюрых изготовлены
СгпаОия ! СтаОия П
Ставня
случай I
бь-еь
сличай2
бь ~pt
конструкции, и проверяются к< чтро’’»
ными испытаниями
Для бетонов вводится два различ-
ных нормативных сопротивления- Rfr,
сопротивление осевому сжатию призм
(призменная прочность), Rblri гоппл
тивление осевому растяжению.
Расчетные сопротивления бетона /?*.
Rh для предельных состояний первой
группы определяют путем деления нор-
мативных сопротивлений на соответ-
ствующие коэффициенты надежное ги
по бетону при сжатии или растя-
жении у,-,. При назначении этих
коэффициентов учитывается не только
разброс значений прочности, но и др,
гие неучтенные факторы, в зияющие на
надежность конструкций Коэффициен-
ты надежности по бетону принимают
равными при сжатии и при контроле
прочности на растяжение 1,3 и 1.5,
если класс бетона назначается по
прочности на сжатие без контроля
прочности на растяжение Расчетные
сопротивления бетона классов В50..
В60 дополнительно умножаются на ко
эффициенты, соответственно равные
0,95. 0,9, учитывающие особенности
работы высокопрочного бетон его
пониженную ползу честь.
Значения расчетных еопротивле
ний бетона приведены в приложении
13 А
При расчете элементов конструкций
расчетные сопротивления бет.-на Rt,
и Rt>t уменьшают или увеличивают пу-
тем у множения на соответствующие ко-
эффициенты условий работы бетона
Уд. учитывающие особенности свойств
бетона, длительность действия, много
кратную повторяемость нагрузки, спо-
соб ее изготовления, размеры сечения
и т. п. Основные значения коэффициен-
тов условий работы у- приведены в
табл 4.2.
За нормативное сопротивление ар-
матуры /?5 принимаются наименьшие
контролируемые значения:
для стержневом арматуры, высоко-
прочной проволоки и арматурных кана-
тов предела текучести, физического
или условного (равного значению на-
Осковные коэффициенты условий
работы бетона у.
пряжений • '»этветствуюших остаточ-
ному относительному удлинению 0,2%).
для обыкновенной арматурной про-
волоки напряжения, равные 0,/5
временного сопротивления разрыву,
определяемого как отношение разрыв-
юго усилия р номинальной площади
.-чения.
Расчс-',ны* сопротивления арматуры
растяжению Rs определяются путем
хеления нормативных сопротивлений
на соответствующие коэффициенты на-
дежности у.
Расчетные сопротивления арматуры
растяжению для основных видов стерж-
невой и проволочной арматуры при-
ведены в приложении 13Б, там же даны
расчетные сопротивления арматуры
сжатию R„.
При расчете Элементов конструкций
расчетные сопротивления арматуры
снижаются или ь отдельных случаях
повышаются умножением на соответ
ствующие коэффициенты условий ра-
боты у,„ учитывающие либо опасность
ли *• • гного paipy пения не. звн. лер
«ость ра< реде.'«»иия напряжении « '
чении услович анкеровк,' чил. •
«сочность окружающего бе--»на и i г
4.4. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ
ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО НОРМАЛЬНЫМ СЕЧЕНИЯМ
Наиболее pi.cnpo<-граненными же
.г-чобетонными «згибаемыми элемен
"ами являются . гзлични~о рода пли-
bi и балки.
Прочность изгибаемых Жслеь«1$е
тонных элементов по нормальным се*
•линиям, ссг..депо первой группе пре
тельных состояний рао-чыывается г»)
। гад ни Ill Условие прочности я этом
глучаг будет иметь вид
М<М,.. (4 2)
Смысл этой формулы В YOM 4TG
максимально возможный момент в нор-
мальном сечении изтбаемогл элемента
к> 1жен быть меньше или, в крайнем
случае, равен минимальной возмож-
ной hi сущей способности сечения.
Элементы прямоугольного сечения
с одиночной арматурой. Для расчета
прямоугольного сечения * одиночной
арматурой, т е сечения в котором
рабочая арматура располагается течь
ко в растянутой (рис 4.13) зоне, вве
»ем следующий обозначения.
А ширина сечения; h вы- а се
••ения; а - раотояние от р» щодей
егцующей усилий в арматуре "О бли-
жайшей «рани сечения, hf рабочая
высота сечения, равная h a, S прл-
юльная растяну га» арматура; А
Площадь сечения арматуры. А* пло
щадь сечения сжатой зоны бетона,
равная Ьх. л высота сжатой зоны
бетона; Zb расстояние от центра тя-
жести площади сжатой зоны бетона
то ранне действующей усилий в арма
г* ре S, равное h„—0,5х.
Для упрощения мего тики г*счета
сечьний железобетонных элементов
]>актичегкая к[>иииЛИм4йнЬЯ эпюра в
сжатой зоне в стадии Ш (см. риг 4.(2)
заменяется прямоугольной, что дает
погрешность всего около 2 %
Согласие рис. 4.13 равнодействую
щая сжимающих усилий в бетоне
Nt,=RhAB-=Rbb* (4.3)
Равнодействующая усилий в рас
iHHVToft арматхре S
V, =R,A. (4.4,
Момент внутренних сил относи-
тельно равно •действующей усилий в
арматуре S
RbA Лх{Ь.~^лх-. (4 5'
Момент внутренних си.» относи-
тельно равнодействующей усилий в
сжатой зоне
М. — R A Z„=R AJh 0,5t) (4.6)
По и тавтяя знамени» МСсч в условие
(4 2), получаем формулы для проверки
достаточной и «сущей способности се-
чения
(4.7)
или
М < R..AJfa ОД») (4.8)
Плоше it сжатой зоны бетона Л»
или ее высота х, необходимая для про-
ифкн соблюдения условий (4 7), (4 8),
переделяется из условия равенства ну-
лю суммы проекций всех нормальных
усилий на о<1- «лемента
/?..-ёл-=О (4.У)
Проверну прочности и га i (бор се
ЧОПИЙ Можно Проводить НО форм I HIM
(4 7).. (4 9), ло на практ.ч п< ичил
распространение метод подбора Сече-
ний с помощью таб тиц, что значительно
уменьшает тпуялемкпгть расче-'ов
Если ввеои обозначение г *,
(относительная высота ( «£атои гэны),
то формул) (4 7) можно чаписать как
II R НЛ,(1 п.5—)
— Н; ; 11 - !МЦ <₽ ш (ч.1 ft
М hit
огк', ia
Л — 1» I - OJgl . 4 111
Формула (4 8) може| быть npi .
ставлена мк
М R 1(Л.( . Н5^-) -
= Я I I н - ч> )
О HI
гж
ц — I _(М£ । < и,
И-» равенства '4 11) находят выра
жен не для (л -- |ия рабочей высо-
ты сечения
а из (4 13) находят площадь сечения
арматуры
4 |6(
’ дя.*.
По выражениям (4.12) и (4 14)
госта в л'чы таблицы, в которых пге
чения ал и I] даны в з 1висим®гт* пт
Е (табл 4 3).
Из формулы (4 16) вм «ни, что i
увеличением высоты сечен! изгпбае
м<>го элемента площадь «.“нения арма
туры уменьшается
При одной и той же не. , шей спо-
собности можно t.iпроектировать се
'-л cJ Значения коэффициентов , ц. а(,
мл расчета на изгиб элементов прямоугольного
сечения
. r~ 1
П.Г. in.I 1. 1 O.>> | )5
" * о. г o.ui Н.Ю1
II. •• 1 1 0.M 0.810 0 309
II. 3-1 .'1*1 U«N 1 0.39 ОДОЙ 0.314
1.048 0 4(> n.l KI 0 3n>
4,0.58 041 •i5 0,32o
i».0fi7 0.42 u,(y0 0 iJ2
III и >..»77 0.43 0,785 0.417
I'lri И Эч1 1 W> 0.44 0,413
'in U 1)93 45 0. 19
1 11 0.104 0.16 || .0 0 554
1 13 0.47 । . 5 0, :m
" 16 1.121 <>48 , n 0.. •«
' м <1 130 in HAWI 0.370
a.i?9 •« И 750 0."’5
tf'OI 9.1 1 >'745 0,
11 1* Одно 1 1 30 I..7W 0, ••
0.910 il,IG4 u.n П7Г5 I), t >0
(1.9(1 0 172 |l,.n i ~ 0 0. 14
ЧЭ4 0.9H 0.180 и. 1Я 0.400
1 (21 o*r. 0 1 M 0,72n 0.4(13
0,22 г I'*, 0.71., 0,408
<1 703 •7|0 0.412
l»»e 0.311 (1 11.705 (1.416
’-v II г ' 0219 01 0.700 0.420
urn. 0226 01 0.(75 0 439
0,234 0.70 0,(D 0.455
0.41 0 75 «f J5 0,468
48 ,,,«10 0.18П
• 1 .Mi 1'ЛГа 0.483
II • • '•441 I.I.J0 ( ra 0.495
O'- и 0,499
Н.П • М4» ЦЯП n l.oii <•. ш П 500
ченис элемента различной высоты при
соответствующем армировании При
проектировании железобетонного эле
мента необходимо стремиться к наибо
л«т экономичному решению, при кото-
ром е* •> стоимость будет наименьшей
Опыт показывает, что для балок это
требование соблюдается при Е=0.3..
0,4. для плит -6.1. .0,15
Если размеры сечения заранее за-
.аны по архитектурным ити дру|им
соображениям, то в этом случае для
обеспечения и сущей способности се-
чения при заданном расчетном внеш-
нем моменте производят подбор арма-
туры. По формуле (4 -3) определяют
а< после чего по табл. 4.8 находят
шачение £ п ц. Используя значение т].
ао формуле (4.16) можно определить
необходимую площадь сечения арма-
1уры Л5. Однако количество арматуры
в сечении не должно превышать опре
деленной величины, при которой гаран-
।ирустен разрушение пи случаю I (см
§ 4 3), т. е. с полным использованием
расчетной величины сопротивления ар
чатуры /?».
Положение границы между случаем
I и случаем 2 устанавливают в зави-
симости от относительна»! высоты
сжатой зоны. Значение |, при котором
напряжение в арматуре достигает рас-
четного сопротивления Rx, обозначают
t,p, где - некоторое граничное зна-
чение. определяемое по эмпирической
формуле (4.21), полученной на основа
нии многочисленных эксперименте з.
Элементы прямоугольного сечения
с двойной арматурой- Если расчетом
установлено, что относительная высота
сжатой зоны | оказалась больше, чем
J,, т. е. имеет место разрушение по
случаю 2 (разрушается сжатая зона)
то можно, не меняя сечения элемента,
усилить сжатую зону путем введения
сжатой арматуры. Сечения, в которых
кроме растянутой арматуры' площадью
4S ставится по расчету сжатая арма-
тура площадью А',, называют сече-
ниями с двойной арматурой
Усиление арматурой сжатой гоны
сечения приводит к увеличению рас
хода стали. Сечения с двойной армату-
рой менее экономичны. Их применение
требует специального обоснования, на-
пример при наличии в рассчитываемом
сечении изгибающих моментов двух
гнаков (неразрезные балки, ригели рам
и др), при ограничении высоты се*
ния элемента (перекрытия с 1 да иной
высотой, эстетические зребов--" к вы-
соте конструкции, реконструкция или
усиление сооружения) Расчет прямо-
у-ольного сечения с двойной армату-
рой ведется аналогично расчет* с-«.чс-
ния с одиночной арматурой (рис. 4 14),
только к усилию в сжатой зоне бетона
Nt, выражения (4 3) добавляется уси-
лие /?„4£ в сжатой арматуре S', при-
ложенной на расстоянии а' о; сжатей
грани члемента Момент внутренние
сил о 1 носите» |ьии равнодействующе*
усилий в лрматуре S с учетом армату
ры в сжатой зоне должен быть меньше
или равен внешнему моменту Форму
ля (4 7) в чтом случае запишется так
М < R, Ьх‘ъ — Q.5r) - R л (<• - а
(4 |7|
или, *! пользуя вира кение (4 12),
A? Г\Н0 — а)
(4 1о/
Из условия равенства нулю суммы
проекций вег i нормальных усилий
на ось элемента определяется высота
сжатой зоны х:
R А Я Ах — Я 4 = 0 /4 I <
При проектировании элементов с
двойной арматурой внешний момент
и размеры сечения бывают заданы. За-
дача сводится к опред».1»*нйю сечения
сжатой и растянутой арматуры А'
и As. В э'п>м случае определяют пре
дельный момент, воспринимаемый сем
нием с одиночно, арматурой без преж
девремгиного разрушения сжатой зо
ны витона при граничный момент
меж «у разрушением по случаю 1 и слу-
ч iю 2 или соотвс гетвующим ему <х« - ав.
Тогда предельный момент можно
определить из выражения (4 10)
Л1я=аяй/1оЯ» |4Л>|
Значение ся принимают по табл 4.3
при 5»-^ Значение | определяется
эмпирической формулой
где о) — характеристика сжатой зоны
бетона, определяемая по формуле
<о=а—0.008/?в, 14 22)
где а — коэффициент, принимаемый
равным для тяжелого бетона 0,85:
мелкозернистого группы А и легкого
бетона 0,8; мелкозернистого групп Б
и В равным 0,75; о.... предельное
напряжение в арматуре сжатой зоны,
принимаемое при (см. табл
4.2) равным 400 МПа, при <1,0—
500 МПа.
В элементах с двойным армирова-
нием заданный внешний момент М бу
дет больше предельного момента M,t.
Для восприятия разности этих момен-
тов АМ=М—MR=M — a^bhfiRt ис-
пользуют сжатую арматуру S', площадь
сечения которой А* определяется по
формулам (4 18) н (4.20) при a0=tzfi:
л М - Ми
.4 =--------s-r- . * 22 •
Дс(ьп-О)
Площадь сечения растянутой ар-
матуры находят из условия (4.19)
при х=Цгп:
, _ . . X. . R
X ’
Величину внешнего момента, вос-
принимаемого сечением с двойной ар-
матурой, рекомендуется ограничивать
условием
МС0.625&ЛЙ. (4.251
так как насыщение сечения сжатой и
растянутой арматурой не может быть
бесп редел ьн ым
Элементы таврового, двутаврового
и коробчатого сечения. Изгибаемые
элементы таврового, двутаврового и
коробчатого сечения нашли широкое
применение в строительстве (рис 4 15).
Целесообразность такой формы се-
чения железобетонных элементов
объясняется тем. что она позволяет
лаиболее экономично распределять ма-
териал по сечению. Неработающий,
растянутый бетон максимально удаля-
ется из еечения, он служит только
1ля расположения в не.м растянутой
арматуры и ее связи с сжатой зоной
В тавровых сечениях сильно развита
сжатая зона, поэтому они, как правило,
имеют одиночную арматуру Арма-
тура в сжатой зоне ставится кон-
структивно и в расчете нс учитывается.
При расчете двутавровых сечений бе-
тон в растянутой зоне, как и в прямо-
угольных сечениях, в работе не уча-
ствует, так как в нем появляются тре-
щины Двутавровые сечения рассчи-
тываются как тавровые с полкой в
сжатой зоне. Другие виды сечений,
например П образные (ребристые па-
нели) (рис. 4 15), коробчатые, пустот-
ные, приводятся при расчете по проч-
ности к эквивалентным тавровым ILIh-
рина ребра эквивалентного сечения
принимается равной суммарной шири-
не всех стенок сложного сечения.
Полки таврового сечения по ширине
работают неравномерно, по мере уда-
ления участков полок от ребра про-
дольные напряжения снижаются. Вво-
димая в расчет ширина полки Ы сжа-
той зоны таврового сечения ограничи-
вается нормами и принимается из ус-
ловия, что ширина свеса полки в каж
дую сторону от ребра должна быть не
более ’/е пролета элемента и не более
половины расстояния в свету между'
соседними ребрами В элементах с
полкой толщиной hf без попереч-
ных ребер или при расстоянии между
ними большем, чем расстояние между
продольными ребрами, вводимая в
расчете арина каждого свеса не долж-
на пр-вышать бДр Для отдельных
балок таврового сечения, у которых
свесы работают как консоли, расчет
ная величина спесп полки принима
ется при ftj'^0, l/i — не более 6Л*; при
0,5Л^СЛ;<0,1й — не более 3hf. При
Af<U,05/i свесы полки не учитываются
и сечение рассчитывается как прямо-
угольное.
При расчете несущей способности
Pi:. 1.15 llpill* ЖИЫХ н pi ,
тавровых сечений различи ют два рас-
четных случая, определяемых в зави-
симости от положения границы сжатой
зоны. Если граница сжатой зоны про-
ходит в полке (рис л 16, а), т. е. высота
сжатой зоны х *ньше или равна
высоте полки hj, то сечение рассчи-
тывается как прямоугольное с разме-
рами Ь' и Ло (на рис. 4.16, а оно по-
казано пунктиром), поскольку растяну-
тая часть бетонного сечен ия в расчете
прочности не учитывается независимо
от ее конфигурации. Схема усилий и
эпюра напряжений остаются такими же.
М--М| + М5 (430)
гас М\ изгибающий момент воспри-
нимаемый прямоугольным сечением
ребра-
И, = Rbbx(h, 0,5х). (4.31)
М? изгибающий момент, воспри-
нимаемый свесами полок-
И - Ч Мь.' ОЛЙ .
, I J2»l
Усломае прочности рассматривав
мого сечения ianищется в виде
М -- Rlbx\hl
. D (h b । t
। ! 54 33/
мь и при расчете прямоуюльных су-
чений (см рис 4 13). При этом д<м»;ао
соблюдаться условие
(^26)
Для подбора таврового сечения ^ри
ентиривичную высоту можно онредв
лить по фоомуле
А-1* 9Л.М. Ц.ЦТ1
где It Bbicoia. м. М изгибающий
момент, кН-м
Ширину pt бра обычно принимают
равной
h «.(0,4 0,5)Л. <4 28)
Проверку прочности и подбор с<*
чений производят по формулам (4 7)
(4 9) мчи с использованием таблиц п«»
формулам (4 11), (4 16), ^зм^няя Л
на bf.
Если граница (ж»той и/ны про»,
дит в ребре е. > - h'i (рис. 4 16, 6),
овие (4 26) ы соблюдается и имп i
место неравенство
Rth'h,. (4.29)
В этом uyjat площыь сжатой
зоны сечения 4ь состоит из сжатой
зоны ребра и свесов натки .4м
(рис. 4 16. в, .)
Изгибающий момент М, восприни-
маемый сечением, будет складываться
<1 двух сис1авляюи1иу
Высо. । сжатой зоны x может быть
определена из условия ЕХ=О.
/?, А,, ♦ Я Л, — У, bt f- Rh(o b) h,
I 34,
W Л., 4-Л. =Л (4.35)
Если известны вес данные о сечении,
включая .4,, то расчетный случаи мо-
жет быть определен из условий (4.26)
и (4 29)
Если известны размеры сечения
b', hj, b, h и задан расчетный изги
бающий момент М, но .4S не известно,
то граничным между указанными дву
мя случаями |кичета таврового сече
ния является случай, когда x=h'h т. с
граница сжатой *оны проходит по ниж
ней грани сжатой полки. Граничный
момент Мн, воспринимаемый сечением
э этом случае может быть, определен
hi ф<1|>»|,де (4 7) при х - к', и b=b'i
М^: R *), h (й,— 0.3^ < Н.Ин
Е<ли это неравенство соблюдается,
iv । раница сжатой зоны находится в
trjii. и тавровое сечение рассчитыва-
ется как прямоугольное, при обрат-
ном яеравснстве она пересекает ребро
и расчет ведется по фор мулам (4 33)
(4.35) Эти формулы можно преобра
3«iniTb с учетом соотношений х==
—gftn и аъ-- Ь! - 0,5g)
А*. 4 - г« R (Л - AiA .
M^.avRhbK^-\- R (b —b)hlh —O,!jrt'
(4.56j
откуда
_ [м - 7?„(bf- b) ;,,(E - 0,5ft,))
°'- МЧ
M.J9J
По значению сю из табл. 4.3 ц»«и-
дят | и из (4.37) вычисляют А-'
+ (,)Л1)А..14 4О)
Если необходимо проверить проч-
ность сечения при всех известных дан-
ных, то по выражению (4.34) исполь-
зуя (4.35), вычисляют высоту сжатой
зоны х и проверяют прочность сече-
ния по формуле (4 33)
Во всех случаях при расчете изги
бземых элементов должно соблюдаться
условие х/йо = £ <£А„ Это условие оп-
ределяет максимальное насыщение се
чения арматурой. Вместе с тем нормы
ограничивают и минимальное коли-
чество растянутой арматуры н сечении
Отношение площади растянутой арма-
туры .4., к рабочей площади сечения
называется коэффициентом армиро
вания р.
К—£-• (4.41)
Содержание арматуры в сечении мо-
жет быть выражено также через про-
цент армирования:
р = А-100% (4 42)
4.5. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ
ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО НАКЛОННЫМ СЕЧЕНИЯМ
Опытами, проводимыми над желе-
зобетонными изгибаемыми элементами,
было установлено, что в приопорной
зоне в результате совместного действия
изгибающего момента и поперечной си-
лы могут образовываться наклонные
трещины и разрушение образца может
произойти по наклонному сечению
(см. рис 4.11) При этом в зоне дей
ствия максимального момента проч-
ность нормального 'тчения будет недо-
использована
В наклонных сечениях наблюдаются
te же три стадии напряженно-дефор-
мированного состояния, что и в нор-
мальных сучениях, но характер раз
ру।нения несколько иной
Разрушение изгибаемого элемента
по наклонному сечению в конце стадии
III может быть двух типов.
Первый тип - рт достижения всей
арматурой, пересекающей наклонную
трещину своих предельных значений
/?s и /?я . 4iv приводит к значительному
раскрытию трещины (рис 4.17, а).
Раскрытие наклонной трещины сопро
вождается сокращением высоты сжа-
той зоны, происходит взаимный пово-
рот двух частей элемента относительно
образовавшегося в сжатой зоне пласти-
ческого шарнира г последующим раз-
рушением бетона сжатой зоны, т е
в этом случае разрушение аналогично
разрушению железобетонной балки по
нормальному сечению. Такое разруше-
ние происходит от действия изгибаю-
щепо момента пи наклонной трещине.
Нормами установлен минимальный
процент армирования, составляющий
для изгибаемых элементов 0,05 %. При
проектировании элементов - Ж1. гезобе-
тонных конструкций обычно задаются
оптимальной величиной процента ар-
мирования. которая для плит колеб-
лется в пределах 0,3...0,6 %, а для ба-
лок 1„2%.
Риг 4 17 Типы разрушения балки по наклонным
< еченпнч
Второй тип — от разрушения (сре-
ia) бетона, сжатой зоны (рис. 4 17, б)
В этом случае разрушение бетона вы-
зывает хрупкое разрешение элемента
в целом. Обе части элемента смеща-
ются относительно друг друга Напря-
жения в продольной арматуре не до-
стигают своих предельных значений,
напряжения в поперечной арматуре
достигают своих расчетных значений
АЧ. Под поперечной арматурой пони-
мают как поперечные стержни (’'Ому-
ты). тал и отогнутую арматуру (отги-
бы). Такое разрушение происходит от
действия поперечной силы
Йех' ля из двух типов разр’ шения
расчет прочности изгибаемого зле
мента производится по двум условиям
по изымающему моменту, п попе
речной силе
Условия равновесия внешних воз
действий в виде изгибающего мечен
та Л) и поперечной силы Q «и, ран-
ним усилиям в н |клонним о пении
записываются го аналогии с * каь
это дг lance* для нирмалыпип <че
ния. На р« 4 18 |[!1кячтц2 р,)( мая
схема '. 'Илий и я •_ ihiiiuv rmt-e«,n
В ней приняты
ния
А площадь г-‘чения продп ш
ной арматуры, пересекающей наклон
ные сечения, А, площадь сечения
хомутов, расположенных в одной плос-
кости, пересекающей наклонное сече-
ние, А..,1( площадь сечения отогнх-
тых стержней, расположенных в одной
наклонной плоско"ти, пересекаюц й
наклонное сечени« А. расчетное
сопротивление поперечной арматуры
растяжению. Z.. рас тояние от рав-
нодействующей усилий в продольной
арматуре до равнодействующей усилий
в сжатой зоне, С - длина проекции
наиболее опасно нагонного сечен ня
на продольную пгь элемента; Qt,
поперечное усилье, воспринимаемое бе
тоном сжатий зоны.
Прочность мемента i наклон
ному сечению на действие изгибаю
щеп» момента обеспечивается уц.ь>-
вием
(4.4<5|
Момент М определяется от вне!
ней нагрузки по с-дну с городу от рас
сматривагмого наиюнь^гр сечения от
носителъно точки приложения равно
деС.тн-.ющих усилий А в сжатой зпне.
Моменты М И Л1, , Определя-
ли см как сум • юментов относите »ьно
той же точ.и in г илий < лответственно
в продольной «р-наtype, .омутах и от
гибах. пе]м ;наеиых и-. inиным се-
чением
М R.A 7 .
-ХА A Л (444)
При лнред,- ‘-ниьп тс гуктивных
vc ЩВИЯ.Х, кшисанчых .. § 4.5, прочность
наклонных ,1-н-чии i-j из1 ибающечу
моменту удив.. - иряет<.я рдсчет^
Расчет наклонныл сечений на действия
момента п|М'И«цо^чтся в ме..гах изие-
•*.<ия продольной армирования i "и
резкого изменения конфигурации зии»
ментч (уменьшение высоты или шири-
ны чеиия. । ’ । отверстиями
ит. п ).
г[ in., ти гю по-
перечной vine, как г. а вило, треб гт
. лецналыюго р«< чс . Прочность
ме1|та ч» наклонном, сечению на деи-
cfuiK Мятчиой едлы будет обеспе-
• i;i соблюдается .'' швие
'.Ч V.-4-Q.4-/?, (4 45)
Попер .1 ,п сила Q опред»а5яет'’я о^
внятней pi ки, расположенной по
одну сторону от рассматриваемого
наклонного сечения
Поперечные усилия и Qs.,n,
определяются как сумма проекций
на вертикальную ось предельных уси-
лий соответственно в хомутах и от-
гибах, пересекающих опасную наклон-
ную трещину (о том, как определя-
ется место положения опасной тре
щины, будет описано ниже).
Q« — SR^A
Qs,,^==SRsaA. . sina, (4.46)
где а угол наклона отгибов.
Значение Qt, определяют по эмпи-
рической формуле Для прямоуголь
него сечения она имеет вид
= *«)
где коэффициент учитывает влия-
ние вида бетона и принимается для
тяжелого и ячеистого бетона равным
2,00, для мелкозернистого 1 ,70; для лег-
кого в зависимости от плотности от
1,90 до 1,50 На практике расчет по
поперечной силе чаще всего следует
за расчетом по нормальным < тениям,
в результате которого определено ко-
личество и диаметр продольной арма-
туры Диаметр поперечной арматуры
назначается из условия приварки ее
точечной сваркой к продольной армату-
ре. При этом применение отгибов и на-
клонных стержней стараются избегать
как не технологичных, требующих
больших затрат труда Таким обра-
зом, расчет прочности наклонных сече-
ний на действие поперечной силы, как
правило, сводится к определению S
расстояния между хомутами (шага
хомутов) при известных прочностных
характеристиках бетона, поперечной
арматуры, ее диаметра, а следователь-
но, и площади сечения Л,В| одного по-
перечного стержня, п числа попе-
речных стержней в сечении элемента
Прежде чем приступить к опреде-
лению шага хомутов, необходимо про-
верить условие, ограничивающее пре-
дельную поперечную силу, чтобы не
произошло разрушения по сжатой по-
лосе между наклонными трещинами
Это условие выражается так:
(4.48)
В этом выражении <pai коэффи-
циент, учитывающий влияние хомутов,
определяется по формуле
<pw । — । + 5ацш, (4.49)
но не более 1 3.
а=Е '1 u =4s‘;
где Es, Еь — модули упругости армату
ры и бетона.
Коэффициент определяется по
формуле
ф» =1-₽/?6, (4.50)
где р коэффициент, принимаемый
равным для тяжелого, мелкозернистого
и ячеистого бетона 0,01 и для легкого
0,02. В этой формуле Rb выражает;«
в МПа.
Если условие (4.48) не соблюди
ется, то нужно увеличить класс бетона
или размеры сечения элемента
Для того чтобы определить шаг хо
мута S, нужно определить место по-
ложения опасной трещины или. что одно
и то же. пайти длину проекции на
ось балки расчетного наклонного се-
чения С„. Для наиболее распростра-
ненного на практике случая, когда из-
гибаемый элемент прямоугольного
сечения армируется только поперечной
арматурой в виде хомутов, она опре-
деляется из условия
0^=<?(., (4.51)
ч е когда внешняя поперечная сила Q
поровну распределяется между бето-
ном и поперечной арматурой.
Формулу (4 46) для определения
Qsu можно записать в следующем виде:
Q_. . =q^C, (4.52)
где д._ усилие в хомутах на едини-
цу длины элемента, определяемое вы-
ражением
qsw — R^Asw/S. (4.53)
Используя равенство (4.51), с учетом
(4 47) и (4 52) имеем
С, • /?, ч । 1'
Длина С« проекции опасной на
клонной трешины на продольную ось
элемента принимается не более 2Ло
и не более значения С (рис 4.18), а
также не менее Л«. если С> ft.
Учитывая, что для наиболее оцас
ной наклонной трещины QSUI=O,5Q, со-
гласно (4 52) и (4 54) при С—г
имеем
0,5Q = v =
_ 1.1| Л, bn‘qr ,
откуда
4,™-=0,25О2,,;<рб2/?ыйЛп) (4.55)
Рели поперечная сила Q меньше
определенной величины, т г имеет
место неравенство
Q «fosRubhu, (4 -6)
где коэффициент <р*л принимается рав
ным для тяжелою и ячеистого бетона
<1.6, легкого марки по плотности ие
менее Д1900 и мелкозернистого- 0,5.
то расчета по поперечной сил? не тре
буется, так как вся поперечная сила
воспринимается бетоном Поперечная
арматура в этом случае ставится кон-
структивно.
В балочных конструкциях высотой
свыше 150 мм, а также в многопус-
тотных ион ребристых плитах высотой
более 300 мм на приопорных участках,
равных ’/-i пролета, должна устанав-
ливаться поперечная арматура с ша-
гом. при высоте сечения элемента h,
равной или менее 450 мм, - не более
А/2 и не более 150 мм, при h более
450 мм не более /i/З и не более
500 мм На остальной части пролета
поперечная арматура устанавливается
с шагом не более 3/4й и не более
500 мм.
В балочных конструкциях высотой
менее 150 мм, в многопустотных или
ребристых плитах высотой менее 300мм,
в сплошных плитах независимо от вы-
соты можно не устанавливать попе-
речную арматуру, если соблюдается
условие
14 57\
где правая часть условия (4.57) при
нимается не бол-.-г 2,5 и не
менее цъ^ыЬЬп.
Коэффициент фы принимается рав-
ным для тяжелого и ячеистого бетона
1,5, мелкозернистого 1,2, легкого
при марке пи средней плотности Д1900
и более 1 2: при Д1800 и менее 1,0.
4.6. ПОНЯТИЕ О ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННОМ ЖЕЛЕЗОБЕТОНЕ
При работе обычных изгибаемых
железобетонных элементов в мх рас-
тянутой зоне при эксплуатационных
нагрузках возникают трещины. Если
изгибаемый элемент армирован арма
турой классов A-11, А-Ш, то при эксплу
атационнои нагрузке напряжения в ар
матуре составят 200...300 МПа. При
таком уровне напряжений в арматуре
ширина раскрытия трещин будет мень-
ше допускаемой для нормальной экс-
плуатации конструкции Если мы захо-
тим использовать высокопрочную
стержневую арматуру классов A-V,
A-VI или высокопрочную проволоку
класса В-Н, то, чтобы эта арматура
работала эффективно, она должна
иметь при эксплуатационной нагрузке
на элемент напряжения порядка 900...
1200 МПа и более. Так как модуль
упругости Fs высокопрочной арматуры
не выше, чем у обычной арматуры, то
при таких напряжениях элемент в экс
пл у атационнои стадии будет иметь тре-
щины с очень большим раскрытием и
поэтому лишится необходимых экс-
плуатационных качеств (жесткости,
долговечности) Таким образом, при-
менять высокопрочную арматуру для
армирования обычных железобетонных
элементов невозможно. Применение
высокопрочных сталей и бетонов по-
зволяет сократить расход арматуры
до 70 %, уменьшить расход бетона
и массу конструкции, в то время как
стоимость растет незначительно. При
менение высокопрочных материалов
оказалось возможным только в пред-
варительно напряженных конструк-
циях’
Предварительно напряженными на-
зывают такие железобетонные элемен-
ты, в которых в процессе изготовления
hckvcctbchho создаются внутренние
сжимающие напряжения, которые
будут препятствовать образованию
трещин в период их эксплуатации.
Эти сжимающие напряжения чаще
всего создаются путем предваритель-
ного натяжения арматуры и последую-
щей надежной анкеровкой ее в бе-
тоне.
Предварительное натяжение арма-
туры применяют в элементах, в которых
при эксплуатации возникают растяги
вающие напряжения: центрально и
внецентренно растянутые элементы
(резервуары, напорные трубы, нижние
пояса ферм, затяжки арок и др.);
изгибаемые (плиты покрытий и пере-
крытий, ригели, мачты опор линий
электропередач); внецентренно сжатые
с большим эксцентриситетом (колон-
ны промышленных н общественных зда-
ний, стойки рам и др ).
Основное достоинство предвари-
тельно напряженных конструкций
высокая трещиностойкость и жесткость,
что позволяет использовать для их
изготовления высокопрочные стали и
бетоны, что значительно расширило
область рационального применения
железобетона, позволив существенно
увеличить пролеты конструкций.
Преимущества предварительно на-
пряженных конструкций настолько зна-
чительны, что, несмотря на несколько
более сложную технологию изготов-
ления, они с каждым годом получают
все более широкое распространение
во всех областях строительства.
Способы изготовления предвари-
тельно напряженных элементов. Пред-
варительное натяжение арматуры мо-
жет быть осуществлено либо до, либо
после твердения бетона. В настоящее
время существует два основных спо-
соба натяжения арматуры: натяжение
на упоры и натяжение на бетон.
При натяжении па упоры арматуру
до бетонирования элемента укладывают
в проектное положение, один из ее
концов закрепляют на упорах стендов,
форм или поддонов (рис. 4.19, а).
После этого укладывают бетонную
смесь н дают ей набрать 70—75 % про-
ектной прочности, затем освобождают
концы арматуры от упоров. Арматура,
стремясь восстановить свою первона-
чальную длину, обжимает бетон. Для
того чтобы не было сдвига (проскаль-
зывания) арматуры относительно бе-
тона, она должна иметь хорошее сцеп-
ление с бетоном При использовании
бетона высоких классов арматура пе-
риодического профиля обладает доста-
точным сцеплением с бетоном и не тре-
бует специальных анкерных устройств
По длине арматуры периодического
профиля происходит постепенная пере-
дача усилия с натянутой арматуры на
бетон. Анкеровка напрягаемой арма-
туры только за счет ее сцепления с
бетоном является самой экономичной
и простой. В случае недостаточного
сцепления арматуры с бетоном необ-
ходимо устройство специальных ан
керов.
Натяжение арматуры может быть
осуществлено несколькими способами,
механическим, электротермическим,
электротермомеханическим, физико-хи-
мическим. При механическом способе
арматуру натягивают гидравлически-
ми домкратами, позволяющими доста-
точно точно измерять силу натяжения
Когда усилие в арматуре достигает
заданной величины, арматуру за-
крепляют и снимают домкрат. В на-
шей стране предложен эффективный
способ механического натяжения арма-
туры — непрерывное армирование.
Этим способом изготовляют различ-
ные виды предварительно напряженных
конструкций балки, панели, гру-
бы и др
Натяжение арматуры может быть
создано электротермическим спосо-
бом, который благодаря простоте тех-
«|иговл1 -ия пр u ipHri «оно напряженных э. смснтов
пч.ТОгии получил широкое распростра-
нс »не. Этот способ основан на свой-
стве «,али удлиняться при нагреве
и укорачиваться при остывании На-
гретые электрическим током до 300
400 °C арматурные заготовки укла-
[ывакл в форму и концы их $а-
чреплякгг в упорах, которыми обычно
служат жесткие торцы формы. Упоры
препятствую! скорочению заготовки
при остывании, благодаря чему в ней
возникают 3J данные растягивающие
напряжения Поело ik тонирования и
набора прочности бт j чом арматуру от-
пуск |ЮТ с упоров и происходит эбжа
тие бетона. Электротермомеханический
способ натяжения представляет соче-
тание электротермическою и механи-
ческою способов натяжения, осущест
влясмых одновременно. Этот способ
эффективен для натяжения высоко
прочной проволоки при непрерывном
армировании на поворотных столах
При этом способе половина на
пряжений обеспечивается механиче-
ским натяжением, другая половина —
при остывании нагретой проволоки.
Физико-химический способ натяжения
используется при изготовлении само-
пал ряж- дных конструкций, в которых
предварительное напряжение армату
ры достигается в результате расши-
рения бетона, приготовленного на спе-
циальном напрягающем цементе.
Натяжение арматуры на упоры тре
бует устройства специальных стендов
с упорами или поддонов. поэтому этот
dim об применяют при изготовлении
типовых элементов (балок, ригечей рам.
ферм, плит покрытий и перекрытий)
При натяжении арматуры на бетон
вначале изготавливают бетонный или
слабо армированный элемент, в теле
которого оставляют каналы или пазы
для размещения рабочей напрягаемой
арматуры (рис. 4.19, б).
После того как бетон элемента на-
берет необходимую прочность, произво-
дится натяжение арматуры в каналах.
Натяжение осуществляется механи-
ческим способом е помощью специ-
альных домкратов, размещаемых на
торцах элемента и опирающихся на
затвердевший бетон. Натяжение арма-
туры и обжатие бетона в данном слу-
чае происходит одновременно. После
натяжения концы арматуры закреп-
ляются на торцах элемента с помощью
специальных анкеров, обеспечивающих
сохранение достигнутого при натя-
жении напряженного состояния эле-
мента (рис 4.20). Затем для защиты
арматуры от коррозии и обеспечения
сцепления арматуры с бетоном каналы
заполняют под давлением цементным
раствором.
При натяжении арматуры на бетон
наиболее целесообразно применение
пучковой или прядевой арматуры, а
также канатов из высокопрочной про-
волоки Для закрепления арматуры при
натяжении на бетон разработано боль-
шое количество типов анкеров различ-
ных конструкций. Для анкеровки пуч-
ков и прядей, натягиваемых гидрав-
лическими домкратами, широкое при-
ме не ние полл чили г ил ьзостерж новые
анкеры (рис 4.20, а). Мощные арма-
турные пучки могут такрепляться с
помощью анкеров сг*канно<»> гни а
{рис 4.20,6) АрматурнйГЙ пучж можно
закреплять стальной конической проб-
кой помощью домкратя двойного
действия (рис 4 26, в) Такой домкрат
упираясь в торец бетон ног элемента,
вначале натягивает арматурный пучог
а затем вторым перш нем за преп оны
вает пробку, заанкеривая растянутую
арма^-. ру. Натяжение ум «туры на
бетон наиболее эффективно при к >го-
говлеиии большепролетных монолитных
II сборных конструкций.
В пп₽1варнтесьно напряженных же
,ie«i>6ei»HHLix констру .циях начиная
< момента обж. ня и w р ipvwTHH
внешней нагрузкой. можно отметить
еле-уклоне >iрактериые стадии на
пряженного состояния При некоторой
величине внешней нагрузки предва
ригельно с«'«данион сжимающее на
пряжение бетона растянутой зоны
ок1о***т>-> по|аше1,ным При дальней
шем увеличении внешней нагрузки
натяжение крайнею волокна бетона
р.игп и юны нстигае iipr-tc.ii
прочности <;рн раетяжен'-'и В рас
тянутой wriie (.» ufipi ivtotch ipe
шины, что озна ми к, [ стадии 1
При • ?л-личении ч. р«,'кп и инибаю
шею момента в бетоне растянуто!
зоны увеличивают-^ « р«скр' ibj”0” ы
треии- п iWMiil рас простран ню
шиегч , •• Итр ibNriro слоя. т. с •
сгУПвет дня Ч При ттио >
ни;1Л1>ь таль'1 (пнем росте u , ।
чн .....- ц¥а । ?’'матур« ।
временного сопротивления, а сжимаю-
щие напряжения в бетоне — предела
прочности бетона на сжатие. Это конец
сталии III разрушение изгибаемого
элемента.
Таким образом, при расположении
напрягаемой арматуры только в зоне,
испытывающей растяжение от внешней
нагрузки, предварительное напряже-
ние арматуры не оказывает влияния
на несущую способность элемента В
предельном состоянии, т. е в стадии III,
как в обычных, тик и в предварительно
напряженных железобетонных элемен-
тах напряжения в бетоне и арматуре
Ирстигают своих расчетных сопро-
тивлений. Поэтому нормальные и на-
клонные сечения таких предварительно
напряженных элементов рассчитывают
на прочность так же. как обычные
железобетонные элементы.
Однако развити** напряженно-де-
формированного сс-тояния предва-
рительно напряженных элементов и
элементов, выполняемых без предва-
рительного на пряже «ия, существенно
отличается Для п|<. двар*-тгльно на-
при ж енных элементов р .^решающая
нагрузка, соответстп ющая стадии III
тишь незначительно (на 25. .30 %) пре-
вышает нагрузку, вызывающую обра-
зование трещин в конце стадии I. Для
элементов без предварительного на-
пряжения интервал нагрузки межту
этими стадиями в несколько раз боле,
ine Следовательно, предварительно
напряженные элементы обладают боль
шей трещиностойкостью и соответ-
ственно жесткостью
4.?. СЖАТЫЕ И РАСТЯНУТЫЕ
ЖЕЛЕЗОЬЕТОННЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
К сжатым элементам относятся ко-
лонны одно- и многоэтажных зданий,
стойки эстакад, верхние пояса и эле-
менты решетки ферм, элементы рам
ных и арочных конструкций. При ежа
тип побых элементов всегда имеет
место эксцентриситет приложения про
дольной силы —случайный ео. вслед
<твис иг точности изготовления элемен-
та, или неточности приложения силы,
или действительный из-за приложения
продольной силы /V вне оси элемента,
а с необходимым для данной кон-
струкции фактическим эксцентрисите
том. Например, опирание ригеля на
консоль в крайних колоннах зданий.
В общем случае в любом месте
сжатого элемента статически опреде-
лимых конструкций значение эксцентри-
ситета во определяется выражением
В сечениях статически неопредели-
мых конструкций при »’п^ео случай-
ный эксцентриситет не учитывается
Величина эксцентриситета приннма
ется не менее ’/«оо длины элемента,
учитываемой в расчете, или высоты
сменяя или I см.
Сечение внецентренно сжатых эле
ментов обычно развито в плоскости
действия момента Оно может быть
прямоугольным, двутавровым или
сквозным (двухветвевые колонны)
(рис 4.21) Рабочую продольную арма-
т\р’, размешают по ширине сечения
Более сжатая арматура, находящаяся
ближе к силе N, как и в изгибаемых
элементах с двойным армированием,
обозначается S', арматура } противо-
положной грани (во внецентренно ежа
тых элементах она может быть как
сжата, так и растянута) обозначает-
ch S
Испытания внецентренно сжатых
элементов показали, что характер их
разрушения зависит от эксцентрисите-
та приложения пред льнон силы N и
количества арматуры S' и S Как и при
изгибе, при внецентренном сжатии
различают два случая разрушения.
Случай I наблюдается при отно-
сительно большом эксцентриситете
приложения нагрузки или небольшом
количестве арматуры. В этом случае
со стороны растянутой грани появля-
ются трещины (рис. 4.22), которые при
увеличении нагрузки развиваются, ши-
рина их раскрытия увеличивается и
напряжения в растянутой арматуре
на методику расчета изгибаемых эле
ментов. Так же как при изгибе поло
жение границы между случаем I и
случаем 2 устанавливают в зависи-
мости от относительной высоты сжа-
той зоны £ Если (граничного
значения), то имеет место случай 1,
если £> случай 2.
На рис 4.23 приведена схема дей-
ствия усилий в поперечном сечении
внецентренно сжатого элемента Для
случая 1 (рис 4.23. а) эпюру сжатой
юны бетона принимают прямоугольной
с ординатой, равной расчетному со-
противлению бетона на сжатие /?*. Рас-
тянутая и сжатая арматура вводится
в расчет со своими расчетными сопро-
тивлениями /?s и /?«. Для случая 2
вместо действительной эпюры сжи-
мающих напряжений (на рис 4 23, б
показана пунктиром) принимают пря-
моугольную е ординатой Rt>. Напряже-
ния в сжатой арматуре S' достигают
своего расчетного напряжения
S достигают i >ед< тл текучееiи, а за
тем наступает разрушение сжатой
зоны бс1она. Картина напряженного
с<ктояния в сечении и разрушение
внецеггренно сжато™ элемента в этом
I. /час аналогична оадии III напря
жен но-деформирован него состояния
при изгибе для непереармироваиного
синения
Случай f наблюдается при неболь-
шом эксцентриситете приложения на-
тру тки или при болы количестве
арматуры В этом елу,1..с арматура S
со стороны менее напряженной грани
сечения либо слабо растянута, либо
сжата Разрушение элемента начи-
нается стороны более сжатой грани.
Напряжения в арматуре S' и в сжатом
бетоне достигают пр< дельных величин
сопротивления. В этом случае картина
и характер напряженного состояния
сходны с напряженным состоянием и
разрушением изгибаемого переармиро-
ва иного элемента
Методика расчета на прочность вне-
центренно ежа । ы ч чпементов похожа
Рис 4 23 Схема усилий и эпюра напряжений в п
перечном. ».№нннвнС1.«'чтреччогисатпгп элемеша-
а в арматуре 5 в стадии разрушении
они меньше расчетных и обозначают-
ся us
Исходи из принятой схемы усилий
условие прочности записывается как
\ • Rsb • • ♦ К .4,1 •. -и
<4 59]
Из условия равгнсты нулю суммы
проекций всех нормальных усилий на
вертикальную ось элемента определя-
ется высота сжатой зоны X Для слу-
чая 1 имеем-
М R : I 4 -г R А I
(4«1|
для случая 2
V - Р • < Н 1 + а I , (I
.461)
где os для бетона класса B3G и ниже
с йена пря гае мой арматурой клас-
сов A-IJ, A 111 принимается по фор-
муле
•ь*12Н -Е ,'(1-^-1 |Я,. (4.62)
При депствии внецентренно прило-
женной нагрузки происходит прогиб
элемента, который увеличивает началь-
ный эксцентриситет во (ри< 4 2.?)
Увеличение момента за счет прогиба
учитывается пысм умножения началь-
ного эксцентриситета ео на кг. ффици-
ент q:
«^1/(1-д у,»,
где А условная критическая сила,
определяемая по эмпирической фор-
муле
11 од
1дс с» начальный м ,._-ль угс.го-
сти бетона; Ls—модуль упругости
арматуры, 7j I - моменты инерции
сечения бетона и сечения арматуры
относительно центра тяжести сечения
элемента; <р„- коэффициент, учиты
вающий влияние предварительного на
пряжения на гибкость элемента, для
не пред к? пряженных элементов <рр=1.
Коэффициент в форм. ie (4 6ся
учитывает влиящ длительности дей
ствия нагрузки 14 окончательный при
гиб и определяете- выражением
=l-f-p.!//M, (4.64)
где (3 коэффи! чт, принимаемый
равным единице »я тяжелого бет она
для неги. го (в этиосимости от видя)
р= 1.0...2.5; М. и М -моменты отно
сительно пси, проходящей через .achtj
наиболее растянутого или нацмен-
сжатого ,-тержня арматуры, соответ
ственно от действия постоянных и дли
тельных нагрузок и от действия гнето
янных, длительных « кратковремен
ных на рузок
Значение ltfh в формуле 14 631
должно быть нс vMee
(/</*).. -0.5 -0,01/оД -Rb/Rt. (4 65)
где расчетная длина элемента
принимаемая для м»онн многоэтаж
ных зданий при числе пролетов нс
менее двух при сборных перекрытия»
равной Н - высоте этажа и 0.7Н
при монолитны* „рекрыгиях (для
одноэтажных зданий принимает* <t
по табл. 4 4): Я5 100 МПа
Полеченное значение Vf. должно
быть меньше /V Если это условие не
соблюдшей, нужно увеличивать ра
меры сечения ни- цент реино сжато, и
элемента Влияние прогиб» при вя₽
иентренном сжатии можно не учи-
тывать. сгли l»/i< 14 (i ради
инерцмч поперечно; сечения). в
этом случае »] = 1.
Если си t N приложена только
со случайным эксцентриситетом е и
при /с/й^20, элг лепты прямоугольно-
го и квадратного сеяния с симмстри"
но расположенной ары j турой классов
А-П, A-1II допхскается рассчитывать
как центрально-сжатые исходи из ус-
ловия, что бетон и арматура буд»
работать совме гно вплоть до рл:,ру
шспия и совместно, всей сечением, вос-
примут продольную силу N В этом
случае расчет вед? гея по формуле
Уч,, .1 и А+ 11
lo 4 4 Расчетная длина / колонн одноэтажных зданий при расчете их в плоскости
поперечной рамы
Подкрановая (нижняя) часть коло"н при подкрановых балках Разрезных Неразреэных 1,5 Н, 1.2 //,
П,. . »'• >•* fj *и ПТ М . IV- вых кранов Надкрановая (верхняя) часть колонн при подкрановых бал- ках Разрезных Разрезных 2 Н. 2 Hs
Ь । <четг нагр...» мею щи.и» мостиИЫХ • Подкрановая (нижняя) часть колонн зла ний Одноп рлетных 1 5 Н
Многопролетных 1,2 Н
Нидкрановая (верхняя) часть колонн при подкрановых балках Разрезных (а также при от.-’.тетвии мохо- вых Кранов) 2.5 Н,
Непазрезпых 2 Н,
г, зданиях без мостовых •'ря Колонны постоянно! о сечения ’даний Однопролетных Многолролетных 1 пг 1.2 W
Примечание Н -полная высота «влонны <л верха фундамента дс горизонтальной
м. ..трукции (стропильной или подстропильной); Wi—высота нижней (подкрановой) части колонны
и Фундамента а низ - поянран^он балки, Ни высота верхней (надкрановой) части колонны от
|.,|.1ГН тонны то тотальной конструкции
гд< А площадь сечения бетона;
Y<- коэффициент условий работы, рав-
ный 0,9 при й<1200 мм и I при h~>
^-200 мм; А,4-.4' площадь сечения
всей < жатой арма- • ры, «р — коэффи-
циент, учитывающий влияние продоль-
ного изгиба который зависит от дли-
ь-.чьности загружен ия, гибкости и ар-
мирования элемента, и определяемый
по эмпирической формуле
Р * -\т, *)ЦД4 1 I
принимаемый не более (Значения
<р? и <р, даны в табл. 4.5, в которой
N продольная сила без учета крат-
ковременной нагрузки).
Пи формуле (4.66). если известны
все хапные о сечении (размеры сече-
ния, площадь сжатой арматуры, рас-
четные характеристики материалов и
нагрузки), проверяют несущую способ-
ность сжатого элемента. На практике
чаще всего задаются размерами попе-
речного сечения, а расчетом опреде-
ляют плошад» сечения арматуры
< lcyP -ARb/RM (4.68)
Принимая ус=1, коэффициент ip
устанавливают методом последователь"
него приближения.
Сечение колонн, работающих только
со случайным эксцентриситетом, при-
нимают обычно квадратным, реже
прямоугольным. Размеры сечения при-
нимаются кратными 50 мм в колоннах
шириной до 500 мм и кратным 100 м
в колоннах большего размера. Приме-
нение монолитных колонн с размером
сечения менее 250 X 250 мм не реко
мендуется в связи с трудностью каче
ственного бетонирования элементов
малого сечения
Для колонн применяют бетоны до-
статочно высоких классов, не ниже
В15..В25. Продольную арматуру ко-
лонн принимают из стали классов
Л-11. Л Ill, для поперечных стержней
каркасов применяют в основном арма-
туру класса А-I или арматурную про-
волоку В-I. Максимальное насыщение
сечения арматурой рекомендуется ог
раничивать значением р=3 %. Обыч
но принимают ц=1,..2%. Протольные
рабочие стержни принимают диамет-
А При П.1СИ
Коэффициент <| .
икуточиы* стержней, рагпс »ж .пых у граней
плоско< RI, менее 1/3 {А, • IJ)
11ОДО[ 1).У2 0.91 I 0.9 0,89 0.8/ 0.81 Р {.Д|
(•Л ЦН2 0.92 0,91 0.9 0.87 ПД4 0.80 (ГБ
I I 0.92 I а*Л I 0.9 I 0.88 0,86 1112 | ()., ? 0.70
Б При плпщ. г.
<тя промел
чных .тержией, расно адеенныч у трои»- .
плоскости, не менее </;< (Л,-*-АЗ
0 1 I..92 i 0.92 I 0.91 1 089 I 087 1 (184 >1 •) 1 п
о 5 . 092 | QI 1 0.9 । 0.87 । ft3.j : 1 € 'Э ц •»
1 1 **• 0.89 0,86 •1*1
ром 12 .40 мм. В особо мощных ко-
лоннах при высоких классах бетона
допускается применение арматурных
стержней большего диаметра. Продоль-
ная гибкая арматура применяется в ви-
де сварных или вязаных каркасов
(см. рис. 4.8, б).
Сварной пространственный каркас
образуется из двух плоских каркасов
путем приварки соединительных попе-
речных стержней к крайним стержням
плоских каркасов При большом коли-
честве стержней продольные арматур-
ные пространственные каркасы могут
собираться из четырех плоских свар-
ных каркасов с обязательной привар-
кой всех поперечных стержней к угло-
вым продольным стержням. Минималь-
ное количество стержней пр< юлыюй
арматуры определяется размерами се
ченмя колонны В колоннах сечением
до 400X400 мм должно быть пштав
тено не менее четырех стержней, р.и
полагаемых в у г тих сечения При
ширине колонны более 400 - м чиглс
продольных стержней должно на-.» л
чаться с таким расчетом, чтобы
стояние между ними вдоль каждой
стороны не превышало 400 мм лк ।
пространственном сварном каркас»-
имеются не тол к ю угловые, но и про
межуточные продольные стержни, то
они связываются продольными иерж
нями. расположенными у противони
I- • 1ОИ I Я1Ы IOM XIЫО шпил< •
<< * рис 121), , - • -внливаемыХ с
lt-м же Ul.il ММ. ЧТО И iii/ni'tЧИЫс cii-рж-
ни н щеких каркасов При ширине ко
.юнны не более 500 мм и ко.'ччее^вс
при о. .н- • <.те-- «стороны
не более • мырех шт нН могут не
CiaBHTbVM. Шаг потере'тыл СТ*рЖ-
ней X назначается с таким расчетом,
чтобы гибкая продольная арматур0
при сжатии не смогла потерять устои
чивость (выпучиться). Шаг поперт
•щл стержней принимается не более
2(М где d наименьший ди а мет р про
дольний сжатой арматуры, и н₽ более
500 мм. Шаг 5 округзяют до размеров
кратных 50 мм. В вязаных каркасах
c-^15rf. Если общее насыщение Оте-
мента лрматурой более 3 / го н.п».1
речные стержни ставятся с имтм и.
более 1(М и не более 300 мм
Диаме! р поперечных стержни! в
сварных каркасах должен назначаться
из условия сварнвас -гости
Поперечные стеожни расяолвжеи
ные с шагом 15.2ud. н< учитываются
в расчете, так как они нс увеличивают
несущую способность элемеша Оны
тамц установлено, что е«.лг в сж том
со случайным эксцентрнонтстпм элемен-
те одновременно г продольной поста
вить поперечную лрматхру » малым
uiare". то можно млестьенн - новы
епть • - viu' > - П1 - o6ji<m гь Рас
положение п"' ’ручной арматуры с
малым шагом нахывасия косвенным
армированием Поперечное армгр"
ванне сжате'о ы"”снта может б.«ть
выполнено спиралслой арматурой с
малым шагом пш<»',и <оис 4.24) иди
часто расположенными сварными мм о
। <« Такое армирование непоертд
егвенио н< воспринимав, продольной
hi .1. но прспяттл» ”Т ож речному
расширению бетона, создавая в нем
объемное напряжен* ► состояние я в
пяясь гл-- бы обойки. । таким шю
вениь' ч ‘путем •«пыш.’ет чесушую
способность бетона Ша вит • в спи-
рали или колец должен удовлетворять
• - виям 40 мм i S-" luJ мм и S-
♦ • 022?. iv D .!>•« •- тр колонны, ко
горый должен быть не менее 250 мм
Смирили или кольца изготавливаются
из япмдтуры классов А-I A-fII или про-
волоки класса Вр-1 Косвенное армиро-
вание рекомендуется применять для
тяжела нагруженных колонн, есчи нс
обходимо получить элемент с возможно
меньшим поперечным сечением Сече-
ние- колони принимают круглым или
восьмиугольным Для квадратных или
прямоу 'очьпых колонн косвенное ар-
ми рован ш- выпилняют в виде сеток.
Ячейки сетки должны иметь размеры
в прелгяал 45 ..100 мм и иг больше
* 4 меньшей стороны сечения колонны.
В •пбки» колоннах из-за пподоль-
ного изгиба эффект косвенного ар-
мирования резко падает. Гибкость
элементов »« должна превышать зна-
чений hj/i - >5 пои армировании спи-
ралями или кольцами и /о . <^55 три
- >чир< - ипин сетками i щъ ы» ра-
диус инерции части бс юи,юго сечения,
ограниченного кинтурим спиралей, ко-
ле и, сегэк).
Прочность «-жатых элементов с кос
венным армированием рассчитывается
по тем же формулам, что и элементы
с продольной арматурой В расчет
вводится площадь бетона А,;, ограни-
ченная контуром спиралей, колец, ее
юк> Вмести сопротивления бетона Ri,
принимается приведенное его сопро-
тивление R .. учитывающее эффект
• обоймы»:
при армировании сварными попе-
речными сетками
^Rb + ЧИх fURSi (4 69)
при армировании спиральной и коль-
цевой арматурой
/?1 .••=/?/>-|-2p/?s(I I, (4.70)
где Rt расчетное сопротивление рас-
тяжению арматуры сеток или спирали;
J,. диаметр учитываемой части бе-
тонного сечения; ер эксцентриситет
продольной силы (без учета влияния
прогиба), q коэффициент эффектив-
ности косвенного армирования
ч - 1/(0.23-(-ф). (4.71)
7 ле
10> (4.72)
Коэффициенты косвеннсл и армиро-
ван ют |i, р определяют по формул-•
дня сварных поперечных сеток
р.. -'«ДЛ+МЛ '5Л , (4.73)
где чл. А I, соответственно число
стержней, площадь поперечного сече-
ния л длина стержня одного направ-
ления; nv, А . I, то же, другого
направления; 5 - расстояние между
сетками. А,., площадь сечения бетона
внутри контура сеток.
для спиральной или кольцевой apv i
туры
p=4Zs d,.S. (4.74)
где А 1Г площадь поперечного о
чения стержня спирали или кольца.
S шаг спирали или колеп.
Косвенное армирование в виде по-
перечных сеток часто применяется для
местного усиления железобетонных
сборных колонн В1>1изи стыков, г i »...
под анкер imh и в . Hkrpvi».।
предварительно напряг i
-уры
Армирование сжаты м г >тов мо
жет осхтцествлнтьсн н< тюько гибкой
ни и Жссгкой арматурой в виде при
катных профи..ml у. ил ко.
ров и двутавров В настоящее ирг мн
на строительстве дрок mhjachi ui . ы
ний при больших нагрузках чахцпят
применение железобетонные, килстр.
ции с внешним угн ikobwm apMUDor.i-
чием (рис. 4.25. а) Особенность таких
конструкций заточает» я в том. что
арматура находится снаружи ц прел
ставляет собой уголки расположен-
ные по всем четырем • >м (• пил
и соединенные между шГн>й .попон-
ными стержнями и < к.- /глий тли к
са А-1, полностью обеспечивающие ci.j.
местную работу VI 0.1 КОВ С бгтином
Поперечные стержни с выемж* лныыи
головками по концам привариваются
контактной сваркой к вн,гренним ц>.
верхностям полок уголков и ночи...-,
HMeiur защитный с.-, и (тетина нс- iw
нсс 10 мм Внешн? । . ати.вая арчи
тура используется «ля разаичн-д* нрея
лении. подвески эммуникацпй . - и
ства стыков бе, шкладны? итж.гг,
что придает желгзибет инном у . i > • ч •. t .
свойство металл шк-ског*.
КЛПГ,ННЫ Г жесткой .If'. > . ,)ОЙ li
виде прокатных проф илей (риг т.25. 6)
применяют поп возведении МОНОЧИТНЫХ
КЯрКа^-ОВ МН0ГОЭТлЖ11Ь|Л ЩшГИй В пе-
риод возведения знания жестким арл
турный каркас воспринимав’ нйгру'к'
от опалубки и свеже уложенного бе
тона Кс. яа бетон пабепет змдяннею
прочность, он вместе с жсСТкип арма
турой воспринима»-' все Hai рт при-
ходящиеся на сооружение Рве чет
конструкции с же- гк й а маг ->й ве-
ются по гой же м. готике. • • । и ,тпя
ктаты) члементов гибкий
турой
Центрально-растянутые элементы.
В условиях центрального растяжения
работают нижние пояса раскс. ых ферм
>атяжкк арок, с емки напорных тр\б
-тержни
Рис 4 25 Колонны с
высаженными головками; Л-
лчгЛ.КОЙ армщурсй.
жесткий профи чь. 4
тельные планки
гибкая армате*
цилиндрические резервуары. Все эти
элементы в настоящее время, как пра
вило, выполняются предварительно
напряженными. Отдельные слабона-
груженные центрально-растянутые
элементы конструкций могут также вы-
полняться без предварительного напря-
жения арматуры В центрально-растя-
нутом элементе после образования
трещин в бетоне вся внешняя нагрузка
в сечении с трещиной воспринимается
только арматурой. Расчетное условие
прочности при центральном растяже-
нии имеет вид
(4 75)
где 4Sf.„ - площадь сечения продоль-
ной арматуры.
Внецентренно растянутые элементы.
В условиях внецентренного растяжения
работают стенки прямоугольных в
плане резервуаров, силосов, нижние
пояса безраскосн ых ферм и др. Ха-
рактер работы под нагрузкой и мето-
дика расчета внецентренно растяну-
тых элементов зависят от эксцентриси-
тета во, определяемого, как и для
внецентренно сжатых элементов, по
формуле (4 58)
Если продольная сила Л' приложе-
на между равнодействующими уси-
лий в арматуре S и S' (рис. 4.26, а),
го имеем случай малых эксцентриси-
тетов (случай 1). Для прямоугольного
сечения случай 1 будет при е,т-
С(й/2)—а. При малых эксцентри-
ситетах трещины, как и при централь-
ном растяжении, пронизывают все
бетонное сечение. Внешней нагрузке
сопротивляется только арматура.
Условия прочности получим, соста-
вив уравнения моментов относительно
равнодействующей усилий в арматуре
3 и S'-
«') (4.76)
Ne'</UM/U- а* (4.77)
Для прямоугольного сечения е—
=h.,2—4o—a, e'=eu+h/2—a' Из
условий (4.76) и (4.77) определяют
требуемое количество арматуры.
Если продольная сила N приложе-
на за пределами расстояния между
равнодействующими усилий в арма-
туре S и S' (рис. 4 26, б), то имеем
случай больших эксцентриситетов (слу-
чай 2). Характер работы внецентренно
растянутых элементов при больших
эксцентриситетах подобен работе вне-
центренно сжатых элементов с боль-
шими эксцентриситетами. Часть бетон-
ного сечения сжата, а часть растя-
нута. В предельном состоянии напря-
жения в сжатом бетоне достигают рас-
чётных напряжении, в растянутой
части сечения образуются трещины.
Условие прочности для прямоуголь-
ного сечения определяется формулой
(4.59).
Высота сжатой зоны х определя-
ется из условия равенства нулю про-
екции всех сил на ось элемента:
RtA^~ RMA'S—N—Rbbx=Q, (4.78)
Рис 4.26. Схема усилив и эпюра напряжений в
'перечном сечении внецентренно растянутого
элемента
Помимо расчета нормальных се-
чений для внецентренно растянутых и
сжатых элементов необходимо прово-
дить также расчет наклонных сечений
на действие поперечной силы. Этот
расчет ведут по формулам для наклон-
ных сечений изгибаемых элементов.
4.8. ОСОБЕННОСТИ
СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Мы знаем, что в железобетонном
изгибаемом элементе при нагрузках,
близких к разрушающим, напряжения
в арматуре достигают предела текуче-
сти. В арматуре развиваются пласти-
ческие деформации, при этом напря-
жения остаются постоянными. В бе
тоне растянутой зоны появляются тре-
щины и образуется участок больших
местных деформаций, называемый
пластическим шарниром (см. § 4.3)
В изгибаемом железобетонном эле-
менте величина момента в пласти-
ческом шарнире зависит от расчет
него сопротивления арматуры и ее
плошали"
M=A,R,Zi. (4.80)
Изменение плеча внутренней пары
/й перед разрушением незначительно
и им можно пренебречь.
Благодаря упругопластическим
свойствам железобетона в статически
неопределимой конструкции после по-
явления пластического шарнира ш
происходят разрушения и при даль-
нейшем увеличении нагрузки пронсхо
дит перераспределение изгибающих мо-
ментов между отдельными сечениями
Перераспределение осуществляется за
счет образования пластических шарик
ров в тех сечениях, где количество
растянутой арматуры недостаточно
для восприятия соответствующего уп-
ругого момента. Поэтому мы можем
вызывать любую последовательность
в образовании пластических шарни-
ров, ставя по своему усмотрению оп-
ределенное количество растянутой ар-
матуры Л,
Это свойство неразрешим жы* ю-
беюнных конструкций позволяет наи
более рационально нг начать расчет-
ные изгибающие моменты в различ
ных опорных и пролетных «ечеииях,
добиваться выравнивания соответ-
ствующим подборе •• арматуры вели-
чин расчетных моментов Расчет по
этой методике дает возможность эко-
номить арматуру, применять «днотип-
но» армирование । тс 1ть армиро-
вание сечечий в _____стыков или опор
сборных конегрук 1НЙ, применять оди-
наковое армирование сварными сетка-
ми и каркасами там >де при растете
по упругой схеме во .пикают различ-
ные но значению изгибавшие мо-
мен гы.
Назначение рас «гтьых моментов с
учетом перераспределения ус- .лчй щ,
зволяет по сравнению с расчетом по
упругой схеме экономить до 20
арматуры Однако не 1ях ограничь
ния величины рас г ня т>?шин пер
распределение моментов допускается
в пределах до 30 .< сравнении с мо-
ментами в упругой схеме Для а| шро-
вания следует применять арматурные
стали с площацкой ккуче/ти В нераз-
рез.чых равнопро.потных плит.-»* и бал-
ках при равномерной рас р< именной
нагрузке значения выравненных момен-
тов принимаются в первом пролет" и
над цервой опор ж;
И = -£± |4Л1|
в средних пробста а гад ‘редкими
опорами
м » *£ н нй|
Помин:» расч« га неразрезных ба-
лок упругопластические свойства же
лезобетона исиолыуют при расчете
плит По характеру работы вликие
плиты разделяют »>а балочные плиты
и плиты, опертые по контуру К балоч-
ным отклеят плоские прямоугольные
плиты с соотношением сторон плиты
В этом слумае работой плиты
о направлении большего пролета Is
можно пренебречь и рассчитывать пли-
ту как работающую но схеме одно-
пролетной балки с пролетом h Расчет
балочной плиты ведут для полосы
шириной 1 м. вырезанном параллельно
коротким сторонам плиты. Сборные
однопролетные плиты со сложным по-
перечным сечением (ребристые, пусто
телые, коробчатого сечения, с круглыми
или овальными пустотами) в расчете
приводятся к эквивалентным тавровым
сечениям (см рис 4 15)-
Прямоугольные плиты, опертые по
контуру при соотношении сторон
l-H'SZ'l работают на изгиб в двух
направлениях. Расчет плит, опертых по
контуру, так же как и неразрезкых
балок, ведется учетом перераспреде-
ления 'сплин, происходящих вслед-
ствие пластических деформаций, кото-
рые происходят перед разрушением
статически неопределимых конструк-
ций.
4.9. ПЛОСКИЕ
ЖЕЛЬЗОЬЬТОННЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ
По способу возведения плоские
перекрытия подряд'г.пяют на сборные,
монолитные к сборно-монолитные. По
кон'-труктивн-'Ч*? решению эти пере-
крытия разделяют на два виновных
вида, балочные и безбалочные.
Бал иные перекрытия состоят из
балок и плит. Безбалочные представ
дяют собой гладкие плиты, опертые
непосредственно на колончы, в верхней
части которых устраиваются капи-
тели
Выбор типа перекрытия и его кон-
структивной схемы зависит и> на-
значения здания, его архитектурно-
планировочного решения, величины
временных иаг[ срок в возве
НИЯ
Балочные сборные панельные пере-
крытия состоят из ригелей по кото-
рым укладывают ланели перекрытия.
Ригели могут быть расположены по-
перек или вдоль здания. ^,ля граждан-
ских зданий применяют ршели прол<
том от 2,8 до 6,8 м, для промыт лен
ригели, как правило, выполняют нераз-
резными, однако возможно и шар
нирное опирание ригелей на колонны
Но форме поперечного сечения ригели
бывают прямоугольными, тавровыми,
двутавровыми тавровыми с полкой в
рас 1Я| той зсме для опирания пане
лей Высота сечения ригеля h обычно
назначается равной 1/10 1/15 пролета
ригеля, ширина 0.3 .0,5 от высоты
С целью снижения расхода бетона и
вс. а панели перекрытия выполняют
пустотными, ребристыми или плоскими
сплошного сечения (см рис. 4.|5,г.д,е).
Пустотные панели применяются в граж
да неких зданиях, где требуется глад-
кий потолок Высота сечения прини-
мается равной 1/15. 1'20 пролета в
обычных панелях и 1 /20 1 '30 в пред-
варительно напряженных.
Ребристые панели состоят из двух
продольных ребер, связанных между
собой тонкой (до 25 мм) плитой
(полкой» усиленной поперечными реб-
рами (рис. 4 27) Эга наиболее эконо-
мичный вид панелей перекрытия. Плита
армируется сварными сетками из холод-
нотянутой проволоки класса В-I, попе-
речные ребра и продольные ребра мо-
.1 армироваться ненапрягаемой ар
натурой классе. А-III и напрягаемой
классов А-IV, Л V или высокопрочной
проволокой класса В-1 На «попах про-
дольных ребер устраивают м< i ведиче-
ские щкладны! утапи, котимы» ц< >ью
обеспечения жидкого диска перекры-
тия привариваются к заклу диым дета-
лям ригелей. Зазоры между плитами
заПопня ют цементным раствором
Расчет панелей ведется пн гх« не сл»х
пролетнон балки, ''вобрано лежащей
на опорах, загруженной рашюмег-*-.
распределенной нагрузкой, ы пф«*я
складываемся из собственпо м> ь^са п»
нели, в< a i ш -рукцци но а и врг
менной нагрузки
Требуемая плошал, сечения ц№
дольной растянутой . IV 1T . )Ы I н
ша1 лоперечных стеран- 5 о.тргдг
ЛЯЮТСЯ ПО Мг ГОДИК* , И ,1р>* <1||<И ||
§ 4 3, 4 4
PaC4ei цинки панели к а .местный
изгиб между ребра Mil зависит от со-
отношения размеров ее сторон. При
отсутс гвии поперечных р.гн р иди при
расстоянии между полелей цымн реб-
рами. превышают. । расстояние иг.»
ду пренильными в 2 ра м и б( ш
130 Глава 4 Основы бетона и железобетона
чают равной '/в— ‘/is пролета, ширину
(0,4...0,5)Л. Второстепенные балки име-
ют пролет 5...7 м. Они располагаются
так, чтобы ось одной'из балок совпа-
дала с осью ко тонны Шаг второсте-
пенных балок принимается равным
1,7...2.7 м. Толщина плиты зависит
от назначения здания и принимается
не менее 5 см в междуэтажных пере-
крытиях жилых и гражданских зданий
и не менее 6 см в промышленных. При
значительных нагрузках толщина плиты
может достигать 10 см Плита рабо-
тает в коротком направлении, опира-
ясь на второстепенные и главные бал-
ки Так как отношение длинной сторо-
ны плиты к короткой /2//|>2, плита
работает как неразрезная балка
Ри< 4 31 Ребристое я*политное перекрытие с ба точными плитами.
2— второстепенная Валка; Я— плита
Рис 1.32 Армирование ба; •-.-•ч пера-ной плиты
4.9. Плоские железобетонные перекрытия 131
Рис 4.33. Армирование второстепенной балки
Для расчета плиты из нее условно
выделяют полосу шириной 1 м. Рас-
чет ведется с учетом перераспределе-
ния моментов по формулам (4.81),
(4.82). Расчетный пролет плиты при-
нимается равным расстоянию в свету
между второстепенными балками, в
крайнем пролете — расстоянию от оси
опоры на стене до грани ребра балки.
Второстепенные балки рассчитыва-
ются также с учетом перераспреде-
ления моментов по тем же формулам.
Расчетный пролет второстепенных ба-
лок принимается равным расстоянию
в свету между главными балками,
В крайних пролетах при опирании на
стену — расстоянию от оси опоры на
стене до грани главной балки.
Поперечные силы определяются по
следующим формулам:
на крайней свободной опоре
Q=O,4fZ, (4.83)
на первой промежуточной опоре слева
Q=Ofiql, (4.84)
на правой промежуточной опоре спра-
ва и всех других промежуточных опо-
рах
Q=0,5?/ (4.85)
Расчет главной балки выполняется
аналогично расчету ригеля балочных
сборных панельных перекрытий.
Особенностью расчета второсте-
пенных и главных балок на действие
Рис 4.34. Ребристое монолитное перекрытие с
плитами, опертыми но контуру
/— балка, 2— плите. 3 - колонна. 4— пролетная ар
матура; 5— иадо.порная арматура; 6—к расчету плит,
оперты* по контуру
132 Глава 4 Основы >*>t и железобетона
изгибающего момента является то, что
в пролете они рассчитываются как
тавровые элементы, а на опоре как
прямоугольные, так как на опоре полка
таврового сечения попадает в растя-
нутую зону н в расчете не учитывается.
Армирование балочных плит осу-
ществляется рулонными сетками с про-
дольной рабочей арматурой, переводя
эти сетки в верхнюю зону на расстоя-
ние 0,25/ от оси опоры В крайних
пролетах, где наибольший изгибаю
|ций момент, укладывают дополнитель
ную сетку (рис. 4 32. а), перекрывая
на 0,25/ следующий пролет. В тех
случаях, когда диаметр рабочей арма-
туры плиты превышает 5.5 мм. приме-
няют раздельное армирование рулон-
ными сетками с поперечным располо-
жением рабочей арматуры или плос-
кими сетками (рис 4.32, б).
Второстепенные балки и главные
балки в пролете армируются плоскими
каркасами, объединенными перед ус-
тановкой в опалубку в пространствен-
ный каркас. Опорные участки второ-
9 Плоские железобетонные перекрытия 13 1
степенных балок армируются сварными
сетками с поперечной рабочей армату-
рой. расположенной по всей длине над
главными балками (рис. 4.33) Глав-
ные балки на опоре армируются про-
пущенными через колонну отдельными
каркасами.
Выполнение ребристых монолитных
перекрытий с балочными плитами
требует больших затрат труда и ма-
териалов на устройство опалубки, по-
этому в настоящее время эти перекры-
тия вытесняются ребристыми перекры-
тиями по профилированному сталь-
ному настилу (см. рис. 4.2).
Ребристые монолитные перекрытия
с плитами, опертыми по контуру, со-
стоят из балок одинаковой высоты,
опирающихся на колонны в двух взаим-
но перпендикулярных направлениях и
плит, монолитно связанных с балками
Пролет балок принимается в пределах
4—6 м. Соотношение большего пролета
I? к меньшему 1\ меньше двух (чаще
h/h — 1 — 1,5) (рис. 4.34, а). Толщина
плиты назначается в зависимости от
ее размеров и нагрузки в пределах
5 ..15 см, но не менее l/50/i. При таком
соотношении сторон плита работает
в двух направлениях и рассчитывается
как опертая по контуру по кинемати-
ческому способу метода предельного
равновесия (см. § 4.8).
Плиты, опертые по контуру, арми-
руются сварными сетками с рабочей
арматурой в двух направлениях. Для
экономии арматуры плита в пролете
армируется двумя сетками. Одна сетка
доводится до опор, другая распола-
гается в средней части плиты (рис.
4.34, б). Площадь рабочей арматуры
в каждой сетке одинаковая. Меньшая
по размерам сетка не доводится до про
межуточных опор на ‘Л/,, а до крайних
свободных опор - на '/e/i- Надопорные
сетки плиты имеют рабочую арматуру
в одном направлении (перпендикуляр-
ном балке) и заводятся в пролет па
Балки перекрытий с плитами, опер
тыми по контуру, рассчитываются на
нагрузки, собранные с грузовых пло-
Рис 4 36. Схема армирования безбалоч! его мо
колитного перекрытия
рединам иро/п ив
шадей, определяемых схемой разруше-
ния плиты. Для квадратной плиты на-
грузка распределяется по закону треу-
гольника, для прямоугольной плиты —
трапеции
При одинаковой сетке колонн пере-
крытия с плитами, опертыми по кон-
туру, менее экономичны, чем перекры-
тия с балочными плитами Они при
меняются исходя из архитектурных
или технологических соображений в
основном в гражданских зданиях.
Безбалочные сборные перекрытия
(рис. 4.35) состоят из капителей, опер-
тых на уширение колонн На капители
опираются ребристые или пустотелые
(с круглыми пустотами) надколонные
панели, заменяющие ригели сборных
ребристых перекрытий. На консольные
выступы надколонных панелей укла-
дывают такие же по конструкции про-
летные панели. Капители служат для
обеспечения прочности плиты на про-
давливание по периметру капители, да-
ют возможность создать достаточно
жесткое сопряжение плит с колон-
ной, уменьшают расчетный пролет
плиты. Преимущество безбалочных пе-
рекрытий состоит в том, что отсут-
ствие ребер позволяет лучше исполь-
зовать объем перекрытий. Безбалочные
перекрытия становятся выгодными по
сравнению с ребристыми при пролетах
до 6 м при квадратной или прямо-
134 Глава 4 Оснолы Сетона и железобетона
угольной сетке колонн (с соотношением
большего пролета к меньшему не бо-
лее 1,5) и большими равномерно рас
предслснными нагрузками (более
5 кН/м2) Они находят широкое при-
менение в промышленном и граждан-
ском строительстве, когда по условиям
эксплуатации требуется устройство
гладкого потолка (многоэтажные скла-
ды, холодильники, гаражи, фойе обще-
ственных зданий и т. п.).
По характеру работы под нагруз-
кой сборные безбалочные перекрытия
аналогичны ребристым перекрытиям
с плитами, опертыми по контуру.
Квадратная пролетная плита рас-
считывается с учетом частичного ее
защемления в надколонной плите на
действие изгибающего момента М—
=q?/27 Надколонные плиты рассчи-
тывают как неразрезные балки с уче-
том перераспределения моментов по
формуле (4,79). Выступающая за
грань колонны часть капители рас-
считывается как консоль от опорных
реакций и моментов надколонных плит.
Рабочая арматура устанавливается
по верху капители. Стенки капители
армируются конструктивно.
Безбалочные монолитные перекры-
тия состоят из сплошной плиты, опер-
той непосредственно на колонны с ка-
пителями, По сравнению с ребристыми
монолитными перекрытиями в безба-
лочных перекрытиях значительно упро-
щается устройство опалубки, монолит-
ным капителям можно придавать раз-
личные архитектурные формы при ус-
ловии, что они будут обеспечивать
необходимую прочность плиты на про-
давливание. Очертание и конструкцию
капителей колонн принимают в зави-
симости от величины нагрузки на пере-
крытие и исходя из распределения эпюр-
ного давления в бетоне под углом 45°.
Размер капители на уровне низа
плиты обычно принимают равным
0,2. .0,3 пролета плиты. Капители ар-
мируются конструктивной арматурой.
Рациональная сетка колонн и нагрузки
на перекрытие такие же, как и в сбор-
ных безбалочных перекрытиях. Толщи-
ну монолитной плиты принимают рав-
ной '/зо—1/з5 большого пролета. Рас-
чет плиты безбалочного перекрытия
ведется по методу предельного равно-
весия в предположении двух схем из-
лома. Экспериментально установлено,
что для безбалочной плиты опасными
загружениями являются полосовая на-
грузка через пролет и сплошная по всей
площади. Армирование монолитной
безбалочной плиты выполняют рулон-
ными или плоскими сварными сетками
в соответствии с данными расчета
по верху и по низу плиты в один или два
ряда (рис. 4.36) без устройства отги
бов.
Г1АВА 5
ПЛОСКИЕ СТЕРЖНЕВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
5.1. СТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Ферма (франц, ferrne от лат. fir-
mus — прочный) — сквозная несущая
конструкция, состоящая из стержней,
расположенных в одной плоскости и
соединенных между собой в узлах та-
ким способом, что они образуют решет-
чатую систему, геометрически неизме-
няемую даже в том случае, если все
реальные узловые соединения будут
заменены идеальными шарнирами
(рис. 5.1).
На самом деле узлы фермы не яв-
ляются шарнирами. Пояса, как прави-
ло, представляют собой неразрезные,
проходящие через ряд узлов стержни,
а узловые соединения обладают значи-
тельной жесткостью и не допускают
свободного вращения примыкающих
концов решетки. Ближе всего к шар-
нирам узлы деревянных ферм (кроме
жестких узлов дощатых ферм на ме-
таллических зубчатых пластинках).
Далее следуют узлы металлических
ферм, близость которых к шарнирам
обосновывается главным образом гиб-
костью элементов решетки Наиболее
далеки от шарнирных узлы железобе-
тонных ферм. Тем не менее при опреде-
лении усилий в элементах фермы все
узлы считаются шарнирными.
Фермы являются основой почти всех
стержневых конструкций, и разнообра-
зие их по назначению чрезвычайно
велико. В строительстве кроме стро-
пильных и подстропильных встречаются
фермы междуэтажных перекрытий, мо-
стовые, подкрановые. Фермы изготов
ляют из стали, алюминиевых сплавов,
железобетона, дерева. Иногда эти ма-
териалы комбинируют, добиваясь наи-
более рационального использования их
свойств.
Ферма как конструкция, перекры-
вающая пролет, в целом работает на
изгиб. Однако ее стержневая структу-
ра решена геометрически так, что из-
гибные явления в ней исключены и
трансформированы в продольные уси-
лия, растягивающие или сжимающие
элементы этой фермы. Ферма — пре-
дельно рационализированная бачка,
из которой удалены все малонапря
женные участки (рис. 5.2). Во всех
ее элементах несущая способность ма-
териала использована полностью
Сравнивая работу внутренних сил
балки и фермы, можно заметить, что
в ферме нормальные напряжения вос-
принимаются поясами, *a касатель-
ные — решеткой (рис. 5.3). Возможно
именно поэтому в прошлом веке решет-
ка выполнялась по многораскосной
схеме, следующей траекториям глав-
ных напряжений. Тем не менее со вре-
менем сочли более правильным пре-
дельно разредить решетку.
Фермы, как и балки, могут быть
двухопорными, многоопорными (нераз-
резными) и консольными. Неразрезные
фермы, будучи заметно разгружены
в пролете в результате действия опор-
ных моментов, оказываются легче раз-
резных. Однако они сложнее в изготов-
лении, монтаже и чувствительнее к
осадкам опор. Неразрезные и консоль-
ные фермы не типизированы и исполь-
зуются редко, главным образом для
уникальных покрытий больших проле-
тов.
По очертанию поясов (рис. 5.4)
стропильные фермы делятся на тре-
угольные (с прямым или ломаным ниж-
ним поясом), четырехугольные (с па-
раллельными или непараллельными по-
ясами), пятиугольные (трапециевид-
ные), многоугольные (полигональные),
сегментные (кругового или параболи-
ческого очертания).
Очертание верхнего пояса стропиль-
ных ферм определяется главным обра
зом архитектурой здания и непремен-
но увязывается с выбранным материа-
лом кровли и установленным для
него уклоном. Линию нижнего пояса
Глава 5. Плоские стержневые конструкции
Рис 5 1. Ферма — геометрически неиз-
меняемая система:
. верхний пояс. 2 нижний пояс, а
шскосы. 4— стойки, 5 опорный узел,
b опорный раскос 1 опорной стойка
8 коньковый узел; I — пролет фермы; h
высота фермы
определяет наличие подвесного потол-
ка. подвесного транспорта и требова-
ния интерьера.
Соображения унификации сечений
каждого из поясов фермы приводят к
требованию примерного равенства уси-
лий в их панелях. Удовлетворить это
требование можно, если очертания
поясов таковы, что высота h фермы
изменяется по длине пролета пропор-
ционально ординатам эпюры изгибаю-
щих моментов М. В этом случае усилия
в поясе N, определяемые формулой
N^M/h, будут одинаковыми во всех
панелях (рис 5.5).
Пояса фермы — ее основные сило-
вые элементы, обеспечивающие воспри-
ятие продольных усилий, противостоя-
щих действию моментов внешних сил
Функции решетки более разнообразны
Она обеспечивает восприятие сдвигаю-
щих усилий при изгибе, удержание
поясов в проектном положении, созда-
ние узлов как точек приложения сосре-
доточенных нагрузок, сокращение рас-
четной длины сжатых элементов фермы
(т. е. уменьшение их гибкости).
Основными типами решетки явля-
ются раскосная и треугольная (см
рис 5.4) Определяющий признак рас-
косной решетки наличие стоек и рас-
косов, восходящих или нисходящих к
середине фермы (см. рис. 5.4, л, м)
Треугольная решетка (см. рис. 5.4, п —
т) отличается переменным направле-
нием раскосов и может обходиться без
Рис. 5 2 Эволюция сечения прямоугольного бруса при развитии его в ферму:
а — в прямоугольном сечении полностью напряжены только крайние волокна. с приближением к нейтральной
оси нормальные напряжения падают до нуля (плечо внутренней пары сил е=2Л/3- показатель конструктивного
качества сечення W/Ah — l). б сплошностенчатый двутавр образован уд«1еннем малом а пряженных средних
участков прямоугольного значения (е«Зй/4. W 4Л»1_8. 2), в—ферма сквозной даутавр — образована
превращением сплошной стенки в решетчатую (erxh. W/Ali=2fi. .2 8) Точками выделены уг—-----------
УЧ!
5 I Стропильные фермы
стоек, которые устанавливают только
в тех случаях, когда нужно создать
дополнительный узел для опирания кро-
вельного покрытия, подвесного потолка
и т. п„ а также по соображениям со-
кращения длины панели сжатого пояса
Треугольная решетка обладает не-
0}
5 3 Эволюция решетки фермы с параллель-
ными поясами
а траектория
чающих,-------
ж - материализация траекторий главных
пряжений различными системами решетки м»
которым преимуществом перед раскос
ной — меньше общий погонаж стерж-
ней и число узлов. Кроме того, она
позволяет удвоить длину панелей ниж-
него растянутого пояса (см. рис. 5.4, р).
В особых случаях используются спе-
циальные системы решетки — кресто-
вая, ромбическая, полураскосная (см.
рис. 5.4, у, ф, х).
Достоинство ромбической и полу-
раскосной решеток — в двукратном
сокращении длины стоек, что рацио-
нально для высоких ферм больших
пролетов.
Рекомендуемая длина панелей ферм
равна 3 м, что соответствует ширине
типовой кровельной плиты. При исполь-
а
Рис 5 4. Геометрические схемы и основные типы
решетки стропильных ферм Фермы-
и — многоу
вольные (полигональные), к
138 Глава 5 Плоские стержневые конструкции
Рис. 5.5. Схемы анализа соответствия очертаний поясов ферм эпюре моментов от равномерно
распределенной нагрузки (штриховкой показана «излишняя» высота фермы при постоянном сечении
пояса). Фермы*
о — треугольная, б четырехугольная; в, г — пятиугольная, д— многоугольная (полигональная),
мёнтная
зовании 1,5-метровых плит длину пане-
ли сокращают соответственно вдвое или
вводят в решетку шпренгели.
Важнейшим геометрическим пара-
метром фермы является ее относитель-
ная высота й//. Чем она больше, тем
меньше усилия в поясах, но при этом
растет суммарная протяженность эле-
ментов решетки. Весовой анализ по-
зволяет установить оптимальное отно-
шение h/l. При одинаковой высоте
наибольшую жесткость имеет ферма с
параллельными поясами, наимень-
шую — треугольная. Фермы пяти-
угольные, полигональные и сегментные
занимают промежуточное положение.
Многолетний опыт проектирования, из-
готовления и монтажа ферм различ-
ных типов позволяет рекомендовать ра-
циональные соотношения h/l ферм раз-
личных очертаний: с параллельными
поясами 1/8... 1/12; полигональные и
сегментные 1 /6... 1 /10; треугольные
1/4. .1/6.
По требованиям архитектуры, а
также по соображениям стандартиза-
ции и унификации деталей проекты
типовых ферм от этих пропорций
иногда отходят.
Фермы с параллельными поясами
проектируют под рулонную кровлю.
К их достоинствам можно отнести од-
нотипность узлов и размеров элемен-
тов, оптимальные (45...60°) углы между
раскосами и поясами.
Треугольные фермы используют как
покрытия зданий с крутой холодной
кровлей (асбестоцементные плиты,
кровельная сталь, черепица я т. п.).
Конструктивные недостатки треуголь-
ных ферм — разнотипность элементов
и узлов, длинные элементы решетки,
а также острый опорный узел, у кото-
рого в прилегающих панелях разви-
ваются большие усилия; этот узел сло-
жен и ему доступно лишь шарнирное
соединение со стойками. Нижний пояс
треугольной фермы может быть прямо-
линейным или ломаным (приподнятым
или опущенным). Подъем нижнего
пояса как бы «вспарушивает» потолок,
но при этом все недостатки треуголь-
ных ферм, связанные с остротой опор-
ного узла, усугубляются. Опускание
нижнего пояса ниже опор, наоборот,
упрощает конструкцию опорного узла,
однако сам факт провисания фермы не
всегда удовлетворяет требованиям ар-
хитектуры интерьера. Треугольные фер-
мы бывают и несимметричными, на-
пример, в шедовых покрытиях
Фермы трапециевидные, полиго-
нальные и сегментные относятся к на-
иболее рациональным по расходу мате-
5 i Стропильные фермы 139
риалов и нашли широкое применение
в современном строительстве. В них
смягчены недостатки рассмотренных
выше геометрических схем. Фермы
предназначены в основном для рулон-
ных кровель, и окончательный выбор
схемы делается с учетом свойств ис-
пользуемых материалов. Фермы трапе-
циевидные обладают рядом достоинств
ферм с параллельными поясами и,
кроме того, полнее соответствуют эпю-
ре изгибающих моментов. Опорные
стойки высотой '/to-.-'/is пролета легко
образуют жесткие узлы примыкания к
колоннам, что делает возможным ис-
пользование их в качестве ригелей ти
повых поперечных рам промышленных
зданий.
Безраскосные фермы лишены свой-
ства геометрической неизменяемости.
Безраскосная ферма, как несущая кон-
струкция, может существовать только
при условии замены ее шарнирных уз-
лов жесткими, т. с. превращением ее
в раму, в которой все элементы проти-
востоят не только продольным силам,
но и изгибу. Это приводит к необхо-
димости усиления сечений поясов и сто-
ек и ужесточения узлов.
Расход материалов на эти конст-
руктивные усиления не компенсирует
экономии, достигнутой за счет удале-
ния раскосов, и безраскосные фермы
всегда оказываются более материало-
емкими в сравнении с раскосными.
Тем не менее безраскосные фермы,
особенно с параллельными поясами,
позволяют успешно решать ряд архи-
тектурно-планировочных задач
Фермы иногда делают трехпоясны-
ми (см. рис 5.15, и—м), в ряде случа-
ев имеющие некоторые преимущества
перед двухпоясными. Трехпоясная фер-
ма обладает высоким сопротивлением
изгибу в горизонтальной плоскости и
кручению Это избавляет от необходи-
мости постановки дополнительных свя-
зей и позволяет повысить устойчи-
вость сжатого контура фермы
К фермам можно с некоторыми ого-
ворками отнести шпрснгсльные балки,
представляющие собой комбинацию
двух- или трехпролетной неразрезной
балки и подпружной тяги. Шпренгель-
ные балки характерны для металли-
ческих н деревянных конструкций, где
верхним поясом могут служить нераз-
резные прокатные профили, пиленые
брусья или пакеты клееных досок
Имеются удачные примеры шпрен-
гельных железобетонных ферм срав-
нительно небольших пролетов (см
рис 5.32).
Шаг фермы опредезяется архитек-
турным решением плана здания с уче-
том требований модульной системы и
конструктивных возможностей стро
пильного покрытия. Если шаг колонн
превышает шаг ферм, го используются
подстропильные фермы, на которые
опирают одну, две или три стропиль
ных (рис. 5 6) Чем меньше шаг фер-
мы, тем легче покрытие и сами фермы.
140 Глапа 5 Плоские стгржненые конструкции
но число их больше Оптимальный с
точки зрения экономики шаг ферм
может быть установлен только техни
ко-экономическим анализом.
Фермы сами по себе конструкции
плоские. Однако, будучи соединены
между собой системой связей, они пре-
вращаются в своего рода решетчатую
структуру с признаками пространствен-
ной работы. Система связей, обеспе-
чивающая пространственную устойчи-
вость стропильною покрытия, показана
на рис. 5.7.
Статический расчет ферм. Расчет
Рис 5.7 Обеспечение пространственной устойчивости ферменного «шатра»,
проектное (вертикальное) положение ферм обеспечивают вертикальные связи /и 2; б изгибу ферм в гори-
5.1 стропильные фермы. 141
ферм состоит из следующих этапов:
подсчет узловых нагрузок, определе-
ние усилий в стержнях поясов и ре-
шетки, подбор сечений стержней ферм
с проверкой их прочности и устойчи-
вости, расчет узловых и стыковых сое-
динений.
Расчет ферм на постоянные и вре-
менные узловые нагрузки выполняют
раздельно, так как несимметричное рас-
положение временной нагрузки (на
пример, одностороннее отложение сне
га) вызывает в решетке усилия, ины»
по величине и знаку, нежели усилии
от постоянной, симметричной нагрузки.
Суммирование их с усилиями от по-
стоянных нагрузок может привести не
только к простому увеличению усилий,
но и к перемене их знака.
Для определения усилий в стерж-
Рнс 5.7 Продолжение
142 Глава 5. Плоские стержневые конструкции
них ферм используется один из сле-
дующих способов: реализация прог-
рамм ЭВМ для расчета стержневых
систем, аналитические методы, по-
строение диаграммы сил.
Расчет на ЭВМ позволяет получить
на распечатке или дисплее величины
усилий в стержнях после введения
данных о координатах узлов фермы и
величинах узловых нагрузок. Геометри-
ческая схема фермы должна соответ-
ствовать схеме, заложенной в память
ЭВМ.
Аналитические способы основаны
на приеме рассечения ферм («выреза-
ние узлов» или «сквозное сечение») с
последующим составлением и решени-
ем уравнений равновесия. Они доста-
точно подробно описаны в [27]. Ана-
литические способы позволяют опреде-
лять усилия только в интересующих
конструктора стержнях, в чем усмат-
ривается определенное их достоин-
ство. Они особенно удобны для расче-
та ферм с параллельными поясами.
Наглядностью и простотой отличается
графический метод — построение ди-
аграммы Максвелла—Кремоны. Тех-
ника ее построения описана в при-
ложении 14
Отчетливое представление о работе
фермы необходимо для правильного
решения ряда задач архитектоники.
Сжатые элементы фермы имеют
формулы усилий:
й ПОЙСВХ
В опорных
раскосах /(2 sin а.)
В нижнем поясе
В Верхнем поясе cos f}
/к/\ЛЛй\ J
В поясах ±ц1г/(8Ь)
В решетке -
незначительные
Рис. 5.8. Формулы усилий в максимально напряженных (выделены цветом) элементах ферм
5 i. Стропильные фермы 143
Рис. 5Н Дополнительные
элементы решетки, пока-
янные пунктирными ли
НИЯМИ"
лпренгези верхнего поя
,а- б — шпренгелн нижнего
пояса “ — подвегки няжнеп
QPPPO О Р Р О
большие поперечные размеры, нежели
растянутые. Их сечение с целью сни-
жения эффекта продольного изгиба
стараются развить, порой даже за счет
использования менее прочного мате-
риала (например, древесины, бетона),
чем основной (например, сталь). Рас-
тянутые элементы, наоборот, могут
быть предельно тонкими, порой стру-
нообразными. Этот тектонический мо-
тив часто используют в проектах кон-
струкций, открытых для обозрения на
фасаде и особенно в интерьере, где они
физически ближе к человеку и поэтому
ощутимее. Примерно те же соображе-
ния лежат в основе отражения сред
ствами архитектуры нарастания или
убывания мощности стержневой систе-
мы от опор к центру или наоборот
Для предварительных расчетов мо
гут быть использованы формулы мак-
симальных усилий в основных элемен-
тах некоторых распространенных типов
ферм (на схемах показаны жирными
пиниями) при равномерно распреде-
ленной нагрузке q (рис. 5.8).
Пояса ферм испытывают сложное
напряжение, когда кроме продольных
усилий панели поясов подвергаются из-
гибу. Местного изгиба, вызываемого по-
перечной нагрузкой, главным образом
от в неузлового расположения кровель-
ных и потолочных прогонов или под-
весного транспорта, стараются избе-
жать, используя при необходимости
дополнительные элементы типа шпрен-
гелей или подвесок (рис. 5.9) Изгиб
панели может быть также вызван вне-
центренным приложением продольных
сил (рис. 5 К)). Как правило, изгиб
неизбежен в верхнем поясе сегмент-
ных ферм, ось которою отклоняется
от направления сжимающих усилий,
действующих вдоль хорды, стягиваю-
щей соседние узлы. В панелях возни-
кает изгибающий момент отрицатель-
ного знака Этот момент может быть
нейтрализован положительным момен-
том, который создают, располагая
кровельные прогоны между узлами
(рис. 5.10,в).
Подбор сечений элементов ферм вы-
полняется в соответствии с методика-
ми расчета центрально и внецентрен-
но растянутых или сжатых стержневых
элементов с учетом особенностей каж-
5.10 Эпюры изгибающих моментов в панели
верхнего пояса сегментной фермы.
•еитрнчтю приложенного усилия Л' и поясе
1Гной натру'ии Р е суммарная эпюра
144 Глава 5. Плоские стержневые конструкции
дого конструктивного материала, из-
ложенными в гл. 2- 4.
Теория ферм предполагает наличие
в каждом узле идеального шарнира,
что дает формальное право считать
расчетной длиной каждого элемента
фермы расстояние / между узлами.
Однако учет неразрезности поясов и
фактической жесткости узловых соеди-
нений позволяет несколько уменьшить
по сравнению с геометрической рас-
четную длину некоторых сжатых стерж-
ней, рассчитываемых на устойчивость
в плоскости фермы (табл 5.1). При
проверке устойчивости сжатых стерж-
ней из плоскости фермы расчетная
длина элемента считается равной рас
стоянию между узлами, закрепленными
от бокового смещения
Таблица, 5. t. Расчетные длины /,| сжатых элемен-
тов при направлении продольного изгиба
в плоскости фермы
.Элементы Ферм Панет 1>'КЦМИ аянные ФеРм
Пояса, опорные рас к<кы и опорные стойки Прочие элементы ре тетки 1 П.9/ ив/
К конструкции фермы предъявля-
ется требование общей жесткости
Поэтому гибкость сжатых и растяну-
тых элементов ограничена и не должна
превышать предельных величин (табл.
5.2) Сечения длинных и ма лона гру-
женных стержней часто назначают,
исходя из величин предельных гибко-
стей Z/im, с последующей проверкой
напряжений Минимальный требуе-
мый радиус инерции сечения определя-
ется формулой min l =
Правильность выбора сечения
стержней ферм проверяют но форму-
лам прочности и устойчивости, приве-
денным в гл. 2. 3 и 4 для каждого вида
материала ферм.
Фермам при изготовлении придает-
ся предварительный выгиб, так назы-
ваемый «строительный подъем», рав-
ный прогибу от суммарной норматив-
ной нагрузки плюс пролета
Таблица Я 2. Предельные гибкости /<|1П элементов
ферм
Конструкции ферм
Элементы ферм
сталь ал ю- дере- же . зо
ныс бетонные
Сжатые
Понса, опорные раскосы и стойки, передающие опор- ные. реакции 120 ММ) 120 200
Прочие 'тержнн решетки 150 120 150
Стержни связей 200 150 200
Растянутые
Пояса и опорные 250 300 150
Прочие 1 гержнм 351) 300 200 Не per
решетки ЛЯМСНТИ
Стержни связей 400 300 200 руется
Расчет безраскосных ферм (рис
5 11) имеет много специфических осо-
бенностей. вытекающих из того, что они
по сути своей работы являются рамами
с жесткими узлами. Они многократно
статически неопределимы, и наиболее
подходящим для их расчета считается
метод сил. Приближенные методы рас-
чета основаны на предположении о
расположении точек нулевых моментов
в серединах длины поясов и стоек ферм
(рис. 5.11, б). Узловые моменты в поя-
сах безраскосной фермы moivt быть
выражены через поперечную силу за-
меняющей балки (свободно опертой
балки того же пролета и с той же, что
у фермы, нагрузкой), действующую
в пределах рассматриваемой панели
(рис. 5.11, г). Например, узловой мо-
мент во второй панели у узла 2 (рис.
5.11, в) будет равен а уз-
ловой момент в точке 22' определяется
из условия равновесия узла 2- Мг2=
=Мг1
Продольные усилия в поясах могут
быть выражены через изгибающий мо-
мент заменяющей балки (рис. 5.12, д)
в середине рассматриваемой панели
Например, усилия в нижнем и верхнем
поясах второй от опоры панели будут
равны Ni=+Mi/h, а усилие в каж-
е—|~Х)
Рис > 11 Безраикосиая ферма
v. общий вид. б — расчетная схема в - эпюры
изгибающих моментов в поясах и .-гонках, г д — эню
ры поперечных сил Q и изгибающих моментов Л4 в
гаменяющей балке, е схема равновесия моментов
юй из стоек равно половине узловой
нагрузки. Сила, приложенная к верх-
нему узлу, вызывает сжатие стойки, к
нижнему узлу — растяжение.
Особенности металлических ферм.
Область применения металлических
ферм — пролеты более 24 м. Обычно на
фермы расходуется больше металла,
чем на арматуру железобетонных ферм.
Однако использование облегченных
кровельных покрытий (до 1,0 кН/м2)
позволяет снизить расход металла на
ферму почти до уровня расхода его на
армирование железобетонных ферм
Пролсты металлических ферм доходят
иногда до 100 м, но начиная с 60...70 м
ни встречают серьезное соперничество
о стороны рам и особенно арок.
В СССР разработаны типовые фер
«•ы промышленных здании пролетом
24, 30 и 36 м (рис 5.12). Они обладают
следующими признаками: длина панели
верхнего пояса (точнее, ее проекции
на горизонталь) 3000 мм (при поста-
новке шпренгелей 1500 мм); единая
для каждого типа высота опорной стой-
ки — 3150, 2200 и 450 мм; максималь-
ный размер по высоте отправочной
марки (в соответствии с железнодо-
рожным габаритом) 3850 мм, шаг ферм
би 12 м.
Собственный вес стальных стро-
пильных ферм пролетом (=24...42 м
при расчетной нагрузке 2,5...3,5 кН/м2
может быть найден по эмпирической
формуле g{ о = (0,008—0,012)I кН/м2.
Вес алюминиевых ферм примерно в
2 раза ниже. Причем снижение веса тем
заметнее, чем больше пролет
Металлические фермы условно де-
лят на легкие (рис 5.13) и тяжелые.
К последним относят фермы с усилиями
в поясах, превышающими 4000...5000 кН
Легкие фермы имеют одностенчатую
решетку с одним рядом узловых фасо-
нок или вовсе без них, пояса тавро
вого или трубчатого сечения (рис.
5.14,а—д). Решетка тяжелых ферм
двухстенчатая, с двумя рядами фа-
сонок и с поясами двутаврового или
коробчатого сечения (рис. 5.14, е—з)
Для трехиоясных ферм применяют тру-
бы, уголки, согнутые под углом 60°,
и другие виды профилей (см. рис.
5.14. и—jh). Основным сортаментом, из
которого компонуются элементы легких
ферм, являются горячекатаные (а у
алюминиевых ферм — прессованные)
профили (уюлки, швеллеры, тавры),
холодногнутые открытые профили
(утолки и швеллеры с отбортовками)
и бесшовные трубы (круглые, квадрат-
ные. прямоугольные) При компоновке
сечений тяжелых ферм, кроме того,
используются широкополосная сталь
и двутавры.
Фермы из парных уголков, состав-
ленных тавром, принадлежат к наибо-
лее распространенным. Основу их узлов
составляют листовые фасонки, заведен-
ные между уголками. Толщину фасо-
нок назначают в соответствии с
Глава 5 fl... <ие стержневые конструкции
усилиями в элементах ферм (табл.
5.3).
Габлица 4 3 Рекомендуемые толщины фасонок
Располагая уголки в сечении раз-
личным образом, можно получить раз-
личные соотношения величин радиусов
инерции i\ и 1у. Рационально скомпо-
нованным считается такое сечение, у
которого гибкость по обеим осям при-
мерно одинакова, т. е.
= lef у/‘у-
При подборе сечений сжатых эле-
ментов предпочтение отдается более
развитым профилям, с полками, уши-
0
ICIZSZSZ5ZSZSI
^iflZSIZS
Рис 5.12 Унифицированные типовые
схемы стальных стропильных ферм про-
мышленных зданий:
а — трапециевидные двускатные. fi — t
H i-i i-j-k-i-M-w .H
no, в — треугольные, г — трапециевидные
односкатные, д — с параллельными пояса
ренными за счет их толщины. Напри-
мер, равнополочные уголки 75X5 при
почти одинаковой массе с уголками
63X6 (5,80 и 5,72 кг/м) обладают
большим радиусом инерции (2.31 про-
тив 1,93 см), примерно на 20 % мень-
шей гибкостью и. следовательно, более
высокой несущей способностью
Уголки приваривают к фасонкам
фланговыми швами (см гл. 2). Тре-
буемую длину lw флангового шва оп-
ределяют, задавшись предварительно
толщиной (катетом А/) сварного шва,
соответствующей толщине полки угол-
ка, по формуле (2.16) или (2.17).
Рассчитанные длины сварных швов
вдоль обушка С и пера элемента
решетки позволяют наметить границы
фасонки, дальнейшие очертания кото-
рой должны включить в себя силовой
поток, распространяющийся от решетки
к поясам (рис. 5.15),. Фасонки выкраи-
вают из широкополосного проката или
из листа с соблюдением угла расши-
рения от решетки к поясам, равного
11 .20°. Для повышения устойчивости
уголков сжатых элементов между ними
вставляют соединительные планки с
шагом 1|5С4О/х. В растянутых элемен-
тах шаг планок Л <L80fx.
На рис. 5.16 показаны примеры кон-
струирования узлов трапециевидных и
треугольных ферм.
Парные уголки являются далеко
не единственным видом сечения стерж-
невых металлических ферм. Использу-
ются тавровые, а также открытые и
замкнутые гнутые профили. Многие из
них обладают более высокими харак-
теристиками несущей способности, что
наглядно показывает диаграмма на
рис. Б. 17. Стремление к снижению рас-
хода металла находит выражение в за-
мене тавровых сечений из пары угол-
ков цельными таврами. Экономия
10... 12 % металла и сокращение трудо-
Рис ё> I v Элементы узлов легких стропильных ферм,
ы размещения прогонов. г, д способы прикрепления уголков решетки к
ной горни (е) и частичным заведением швов на торец (3>, е.ж -узлы
| решетки к поясам з расстановка с •линип
хи. /—болт; 2— планки
затрат на 15. 20 % достигается за счет
ликвидации фасонок или сокращения
их размеров в связи с возможностью
наложения сварных швов не только на
фасонки, но и на стенки тавров, а также
за счет устранения прокладок между
парными уголками Использование хо-
лодногнутых профилей из полос тол
щиной до 8 мм для ле1ких ферм и ма-
лонагруженных элементов в ряде слу-
чаев также позволяет снизить расход
металла. Один из эффективных путей
экономии металла ведет к включению в
состав рабочего сечения верхнего пояса
металлических панелей кровельного
покрытия (рис 5.18).
Фермы из одиночных уголков при-
меняются при небольших нагрузках и
в этих случаях позволяют получить не-
которую экономию металла. Узлы проек-
150 Глова 5. Плоские стержневые конструкции
Phi 5.1 С Компоновка узлов трапециевидных и треугольных легких ферм
а — узел примыкания к стальной колонне, б. в — узлы опирания па Железобетонную ко-
юниу или гтену. е — коньковый разъемный узел. д — узел верхнего пояса со стыком паие-
нкжняго поиса; ж а — разъемные стыки в середине нижнего пояса с плоской
<>«•» и уголковой (з) стыковой нвкладкой
тируют без фасонок, с непосредствен-
ной приваркой решетки к поясным угол-
кам. Возможны комбинированные ре-
шения: пояса из одиночных уголков,
решетка - из парных (см. рис. 5 13, г).
Трубчатые фермы (рис. 5.19) выпол-
няют из круглых горячекатаных и элек-
тросварных труб, которые особенно
экономичны в сжатых элементах. Кон-
струкция узлов трубчатых ферм долж-
на обеспечить герметичность внутрен
ней полости труб во избежание накоп
лення в них влаги и прогрессирования
коррозии. Наиболее рациональным ви-
Рис 5.16 Продолжение
Глава 5 И ч • -
г».
Рве 5-17 Несущая способность сжатых стержней фермы (длина 300 см, сталь с
/?„=240 МПа, площадь сечении стержней везде одинакова и приведеа к 27,5 см 21
На схемах профилей показаны оси наименьшей жесткости
дом стыкового сопряжения является
непосредственное примыкание груб с
обваркой по контуру. При невозмож
ности выполнения фигурной резки коп-
цы трубчатых элементов решетки сплю-
щивают и приваривают к поясам
(рис. 5.19, в). Соединения на фасон-
ках — узлы многодельные и трудоем-
кие — допускаются в исключительных
случаях.
В сложных узлах, где оси поясов
имеют переломы или сложные пересе-
чения, используют объемные фасон-
ки — коробки, которые в пространст-
венных узлах становятся сферически-
ми (рис. 5.19,д)
Фермы из гнутых профилей замк-
нутого и открытого прямоугольного се-
чения (рис. 5.20) отличаются просто-
той узлов и сокращением их числа,
что достигается разрежением решетки
(не более двух примыканий к поясу)
и использованием бесфасоночных уз-
лов. При шаге 4 м фермы могут быть
перекрыты без прогонов стальным про-
филированным оцинкованным насти-
лом длиной 12 м, работающим по схе-
ме трехпролетной неразрезной балки.
5 I стропильные ел .ь
Рис 5.18. Схема фермы с включением настила в рабочее сечение верхнего пояса
/— стальной профилированный настил: 2— решетка, 3— прогоны, 4 нижний пояс фермы
Углы между раскосами и поясами
должны быть не менее 30°. Сварные
швы присоединения решетки к поясам
рассчитывают как стыковые с полным
проплавлением стенки профиля.
Фермы с поясами из широкополоч-
ных двутавров (рис. 5.21) проектируют
обычно с параллельными поясами, пре-
следуя цели упрощения конструкции
узлов и типизации элементов решетки.
Стержни решетки из прямоугольных
гнутосварных профилей приваривают к
поясам угловыми или стыковыми шва-
ми. В этих местах полки двутавров
подкрепляют диафрагмами Укрупни-
тельные стыки поясов выполняются на
болтах с накладками или с фланце-
выми соединениями на высокопрочных
болтах.
Тяжелые фермы больших проле-
тов, превышающих 50...60 м и дохо-
дящих до 100 м, проектируют, как пра-
вило, с двухстенчатой решеткой. Обыч-
ные профили поясов — коробчатые,
трубчатые, Н- или П-образные. Круп-
норазмерные стержни транспортируют
отдельными отправочными элементами
с последующей укрупнительной сборкой
на мцнтэжной площадке. Поэтому мон-
тажные стыки располагают в узлах
или около узлов, часто с соединениями
на высокопрочных болтах. Узлы тяже-
лых ферм отличаются повышенной
жесткостью, что требует местного их
утолщения. Узлы тяжелых ферм пока-
заны на рис. 5.22.
Предварительно напряженные фермы внеш-
не мало отличаются от обычных ферм как по
геометрии, так и по конструкции. Особенность
их состоит в наличии системы натяжения —
затяжек из высокопрочных материалов (сталь-
ных канатов, проволочных пучков и т. п.) с ан
керны ми устройствам В соответствии с прин-
ципом предварительного напряжения затяжки
располагают так, чтобы они создавали в основ-
ных элементах фермы усилия, противоположные
по знаку тем. которые вызваны расчетными на-
грузками. Использование предварительного на
пряжения позволяет снизить массу расходуемо-
го металла на 12. 20 % при соответствующем
снижении стоимостей изготовления и мон-
Сушествует ряд вариантов размещения на
прыгающей затяжки в схеме фермы (рис 523).
Элементы металлических ферм под-
вержены, как правило, действию только
|Г>4 Глава 5 Плохие стержневые конструкции
Рис 5.19 Узлы тпмбчатых ферм
а опорные у^пы. б невосредсти^
ное примыкани... в — со спакпиквиш-
концов стержней. - на фасонк.
д с объемными вставками; е —
ковмс соединения
5.1 Стропильные фермы 155
ферм
>vuKue ^.тержмоск- г.<чч.трукц^и
Рис 5.21 Узлы ферм с поясами из широкопол очных двутавров:
т ел верхнего поясе, б уирупнптельный стык с фланцами
центрально приложенных продольных
усилий.
Расчет растянутых стержней выпол-
няют по формуле (2.3). сжатых по
формулам (2.3) и (2.5).задаваясьпред-
варительно гибкостью поясов Х=8О...6О
и решетки Х= 120... 100 (соответствен-
ные величины (р=07,...0,8 и
=0,4...0,6). Меньшие значения относят-
ся к сталям более высокой прочности,
а также к алюминиевым сплавам.
Коэффициент условий работы у,
для сжатых элементов (кроме опорных)
решетки ферм составного таврового
сечения из уголков при гибкости Х^=60
принимается равным 0.8.
Сечения малонагруженных элемен-
тов подбирают по предельной гибко-
сти (см табл. 5.2), определяя зна
чения требуемых радиусов i, инерции
сечения по формулам
i*=- (5-1)
Подбор сечений элементов фермы
рекомендуется вести в табличной форме
(см. (29J, с- Hl).
При шаге ферм 12 м прогоны из
прокатных профилей становятся невы-
годными. Их заменяют решетчатыми
(сквозными) прогонами, представляю-
щими собой легкие фермочки из тонких
прокатных профилей и круглой стали.
Пример одного из них приведен на
рис. 5.24.
Стропильные фермы из алюминие-
вых сплавов значительно дороже сталь-
ных и в строительной практике встреча-
ются пока еще редко. Область приме-
нения алюминиевых ферм определяют
основные свойства материала —лег-
5.1 Стропильные фермы 157
Глава э. Плоские стержневые конструкции
Рис 5-23, Варианты размещения напрягающей затяжки:
а, б — полное совмещение с минским поясом, в, г — частичное совмещение с нижним поясом и анкеровка концов в
верхних опорных узлах («шпренгельный тип»); д - яс — вынесение за пределы габарита фермы (шпреигсль в
чистом виде), s — к прямая или ломаная зитвжка у фермы арочного очертания
кость и высокая коррозионная стой-
кость. Замена стали алюминием стано-
вится целесообразной, когда собствен-
ный вес фермы составляет главную
часть суммы всех нагрузок. Чем больше
пролет, тем это заметнее, так как с
увеличением пролета собственный вес,
отнесенный к единице перекрываемой
площади, растет в линейной или даже
в квадратичной зависимости от пролета,
тогда как нагрузки от стропильного по-
крытия, снега и ветра остаются неиз-
менными, Алюминиевые фермы, будучи
примерно вдвое легче стальных, могут
найти рациональное применение для
строительства в отдаленных и трудно-
доступных районах страны, где транс-
портные расходы составляют сущест-
венную часть общей стоимости строи-
тельства. Использование алюминиевых
ферм также оправдано для покрытий
цехов химической промышленности с
высокоагрессивной средой.
Особенности деревянных ферм. Де-
ревянные стропильные фермы приме-
няют для перекрытия пролетов средней
величины — от 9 до 36 м. Однако в
мировой практике имеются примеры
деревянных ферм пролетом 70 м. В на-
шей стране используются фермы инду-
5.1 Стропильные фермы 154
Нагрузка на прогон, кн/м 7.2 9,5 14,0 18.8
№ швеллера 10 12 14 16
Масса прогона, кг 330 430 520 630
Рис. 5.24. Типовой прогон пролетом 12 м:
а — геометрическая схема с формулами продольных усилий и нагибающих моментов ня. в — таблица т
ннческнх характеристик
стриального изготовления (табл. 5-4).
В большинстве своем они имеют ниж-
ний пояс из профильной или круглой
стали, почему их называют металло-
деревянными. Собственный вес таких
ферм меньше, чем цельнодеревянных
или цельностальных В металлодере-
вянных фермах выгодно сочетаются
свойства древесины, хорошо работаю-
щей на сжатие в верхнем поясе, и стали
в растянутом нижнем поясе.
Верхний пояс деревянной фермы
выполняется либо из брусьев, либо из
клееных досок. Длина панелей верхних
поясов брусчатых ферм определяется
шагом прогонов (или шириной кро-
вельных панелей), так как ограничен-
ное (максимум 25X25 см) сечение
бруса не в состоянии противодейство-
вать изгибу, возникающему от разме-
щения прогонов между узлами Меж-
узловое размещение прогонов доступ-
но лишь для клееных ферм, высота
сечения поясов которых практически
не ограничена. Поэтому длина панелей
клееных ферм может быть значитель-
ной до 6 м и более. При этом число
узлов сокращается и снижаются трудо
затраты на их изготовление.
Рекомендуемый шаг деревянных
ферм равен 4,5 ..6 м, при тяжелых
нагрузках или при подвесном потолке
(подвесном транспорте) — 3...4.5 м
Сегментные фермы пролетом от 12
до 36 м делают металлодеревянными
с треугольной решеткой (рис. 5.25)
Верхний пояс собирают из криволи-
нейных блоков прямоугольного сечения
из склеенных плашмя досок толщиной
до 33 мм. Криволинейные блоки верх-
него пояса стыкуют либо «в упор», либо
с помощью стальных коробчатых вкла-
дышей. В обоих случаях стыки пере-
крывают стальными или деревянными
Таблица 5 4 !иповые деревянные стропильные фермы
1еенентные клееные Многоугольные брусчатые
(I >. Ч/б . 1/7, Кев --2,5 3 (h/14/б 1/7, Ксв’3 4)
Трепальные (h/14/^ -'6tKee=^. 5)
Шпренгельные системы (Ь/1-!/^ 1/8,Кая6..в)
tpi-пиммые q
Рис. 5.25 Сегментная металлодеревянная ферма пролетом 2fi м
геометрическая схема, б — детали узлов- в. г варианты стыков верхнего лояСа — в упор (в) и чере-<
стальной вкладыш (деревянные накладки условно не показаны)
накладками. Панели сегментных ферм
рекомендуется делать крупными, дли-
ной до 6 м, снижая тем самым число
узлов и суммарную длину стержней
Решетки. При этом прогоны с шагом
,5...2 м приходится размещать между
узлами, что служит эффективным сред-
ством снижения величины изгибающего
момента (см. рис. 5.10). Усилия в эле-
ментах решетки сегментных ферм неве-
лики даже при несимметричном загру-
жении односторонним отложением сне-
га. Поэтому все они, в том числе и рас-
тянутые, изготовляются деревянными с
металлическими узловыми соединитель-
ными наконечниками.
Многоугольные брусчатые фермы
имеют сравнительно короткие (до 3 м)
панели верхнего пояса и треугольную
решетку со стойками (рис. 5.26") С
6 Зак 6| я
Рис V26, Многоугольная брусчатая металлодерсвянння ферма продетом 24 м
целью уменьшения числа стыков каж-
дые две смежные панели делают из
одного бруса. Фермы такого типа со-
стоят из ряда деревянных треугольни-
ков, обращенных вершинами вниз, где
их соединяет металлический нижний
пояс. Следствием очертания много-
угольных ферм, приближающегося к
очертанию эпюры изгибающих момен-
тов, является постоянство усилий в по-
ясах и малые усилия в решетке. Поэто-
му сечения поясов делают одинаковыми
во всех панелях, а элементы решетки
(сжатые и растянутые) —деревян-
ными.
Опорные узлы многоугольных ферм
аналогичны узлам ферм сегментных.
Промежуточные узлы, где сходятся две
панели верхнего пояса и два раскоса,
конструируют с использованием сталь-
ных сварных коробчатых вкладышей
(рис. 5.26, узел Г), а в узлах нижнего
пояса к поясным профилям крепят
осевой болт, на который «нанизывают»
стальные наконечники двух раскосов
и стойки (рис. 5,26, узел £).
Трапециевидные фермы (рис. 5.27)
имеют незначительный (’/w—Via) ук-
лон верхнего пояса и предназначены для
рулонных кровель. Фермы, как прави-
ло, двускатные; реже используются
односкатные, главным образом для
перекрытия крайних пролетов трехнеф-
ных зданий. Треугольная со стойками
решетка выполняется в двух вариан-
тах — с сжатыми (восходящими к се-
редине пролета) и растянутыми (ни-
сходящими) опорными раскосами.
Опорные узлы в этих случаях решаются
по-разному. Верхний пояс бывает клее-
ным или брусчатым. Длина панелей
брусчатых ферм до 3 м; клееных, ко-
торые подвергаются местному изгибу
от межузлового размещения прогонов,
до 6 м Степень этого изгиба можно
уменьшить путем понижения точки пе-
ресечения осей элементов решетки от-
носительно продольной осн панели верх-
него пояса. Возникающий от этого мо-
мент обратного знака как бы разгру-
жает панель. Фермы с параллельными
поясами, как частный случай одно-
скатных трапециевидных, используются
в качестве стропильных лишь в особых
случаях компоновки покрытия. Такие
фермы обычно имеют раскосную решет-
ку. При восходящей системе раскосов
стойки выполняют из круглой стали,
а нижний пояс может быть деревян-
ным. При нисходящей системе не ис-
ключается устройство сталвных растя-
нутых раскосов.
Треугольные фермы (рис. 5.28)
используют для кровель с крутым укло-
ном, от 1:2 до 1:4 (кровельная сталь,
асбоцементные плиты, черепица). Оп-
тимальная относительная их высота на-
ходится в пределах (‘Д...‘ДИ Верх-
ний пояс делается брусчатым или кле-
еным. Очень продолжительное время
треугольные фермы с узлами на вруб-
ках были «классическим» типом дере-
вянных стропильных покрытий (доста
точно вспомнить московский и петер
бургский манежи!). Современные тре-
угольные фермы усовершенствованы за
счет модернизации их узлов, главным
образом опорных с использованием
стальных деталей Типизированные
фермы индустриального изготовления
бывают четырех- и шестипанельными
(см. табл. 5.4) с металлическими ниж-
ними поясами и растянутыми элемен-
тами решетки.
Шпренгельные системы (рис. 5.29)
представляют собой неразрезные балки
из брусьев или клееных блоков с одной
и двумя промежуточными опорами в
виде стоек, поддерживаемых стальной
подпружной тягой, закрепленной сво-
ими концами за концы балки. Регули-
руя натяжение тяги и используя экс-
центричное ее присоединение к опорам,
можно обеспечить равенство опорных
и пролетных моментов, что дает почти
двукратное снижение изгибных напря-
жений в балке, несущей нагрузку от
кровли.
При расчете деревянных ферм их
собственный вес определяют по общей
для всех деревянных конструкций фор-
муле
*.=2?/(lOOO/*cU-lj, (5.2)
Ря. ' Т । -• 1 чгмдная mi • лодеревянная ферма it гом 18 м с i 'ееным верхним поясом
Рнг 5 28. Треугольная мсталлодеревянмая ферма с брусчатым верхним поясом
Рис. 5.29 Деревянная шпренгельная балка-ферма
где — сумма всех нагрузок (кроме
собственного веса); размерность та же,
в которой отыскивается gCJi; kCB —
коэффициент собственного веса, завися-
щий от типа деревянной конструкции
(см. табл. 5.4); I — пролет фермы, м.
Расчет элементов деревянных ферм
по предельному состоянию первой груп-
пы выполняют по методике СНиП
П-25—80, изложенной в гл. 3. Цен-
трально-растянутые элементы рассчи-
тывают по формуле (3.1); центрально-
сжатые — по формулам (3.2) и (3.3);
внецентренно растянутые — по фор-
муле (3.14); внецентренно сжатые —
по формулам (3.15). (3.16) и (3.17).
Прочность металлических растяну-
тых элементов проверяют по формуле
(2.3). Если нижний пояс состоит из
двух ветвей, то возможное неравенст-
во усилий в них учитывают коэффи-
циентом 0.85. Гибкость нижнего пояса
не должна превышать 400. Для умень-
шения его расчетной длины /Ff исполь-
зуют подвески. Сварные швы и болты
узловых элементов и стыковых соеди-
нений рассчитывают по формулам гл. 2.
Особенности железобетонных ферм.
В железобетоне может быть реализо-
вана практически любая геометричес-
кая схема фермы из бесконечного их
разнообразия. Однако в современном
строительстве используется лишь не-
сколько наиболее рациональных схем:
сегментные, с параллельными поясами
и трапециевидные двускатные с прямым
или ломаным нижним поясом. Решетка
железобетонных ферм обычно делается
треугольной, при необходимости — со
стойками или дополнительными (нера-
ботающими) раскосами.
Пролеты типовых ферм равны 18,
24 и 30 м при шаге 6 или 12 м. Счита-
ется, что для пролетов, превышающих
36 м, экономически более выгодны
стальные фермы, хотя технические
возможности железобетонных ферм
простираются на гораздо большие
пролеты. Мировой практике известны
примеры перекрытия пролетов 60 и
даже 96 м. Железобетонные фермы
отличаются большим собственным ве-
сом, превышающим вес стальных и де-
ревянных ферм в два—три раза. Этот
недостаток компенсируется их повы-
шенной огнестойкостью и экономией
(до 50 %) стали.
Рекомендуемые высоты ферм всех
типов находятся в пределах Vi-.J/b
пролета. Длину прямолинейных пане-
лей ферм принимают равной ширине
плит покрытия — 1,5 или 3 м- Для
арочных ферм, где момент от внеузло-
вой нагрузки компенсируется моментом
обратного знака от эксцентричного
действия продольных сил, длина пане-
лей может быть увеличена до разме-
ров, кратных ширине плит покрытия.
По условию устойчивости ширина
верхнего пояса принимается равной
'/ao-J/ion пролета. Конструктивно она
связана также с шагом ферм. При шаге
6 м ширина верхнего пояса принима-
ется равной 20...25 см, при шаге 12 м —
30...35 см. Ширина сечения нижнего
пояса по соображениям удобства бето-
нирования принимается такой же, как
у верхнего пояса Высота сечения
поясов принимается равной их ширине
или меньшей на 10...20 %.
Железобетонные фермы могут быть
изготовлены цельными, составными из
двух полуферм или нескольких блоков,
и из отдельных линейных элементов.
Во избежание работ по укрупнительной
сборке фермы пролетом 18 м рекомен-
дуется изготовлять цельными, 30-
метровые — в виде двух полуферм, 24-
метровые могут быть цельными или
расчлененными на полуфермы. Фермы
из линейных элементов распростране-
ния не получили в связи с многодель-
ным и трудоемким процессом их изго-
товления.
Если решетка фермы бетонируется
одновременно с поясами, ее арматуру
заводят в пояса на длину анкеровки;
ширина сечения решетки в этом случае
не отличается от ширины поясов. Если
элементы решетки изготовлены зара-
нее, их закладывают в опалубку так,
чтобы они заходили в тело узла на
4...5 см и имели выпуски арматуры с
надежной анкеровкой. Ширину сечения
элементов решетки принимают на 10...
...15 см меньше ширины поясов. В
опорных, коньковых и промежуточных
узлах ферм устраивают вуты — ушире-
ния, повышающие жесткость и надеж-
ность узлов, а также обеспечивающие
условия удобного размещения и анке-
ровки арматуры.
Для верхнего пояса и сжатых или
слабо растянутых элементов решетки
используют ненапрягаемую арматуру
в виде сварных каркасов. Нижний пояс
и сильно растянутые раскосы проекти-
руют предварительно напряженными.
Для нижних поясов, бетонируемых
целиком с использованием готовых эле-
ментов решетки, натяжение арматуры
выполняют на упоры. При сборке ферм
из полуферм или блоков нижний пояс
обжимают арматурой, натягиваемой на
бетон, а по верхнему поясу блоки сое-
диняют сваркой закладных деталей.
Напрягаемой арматурой могут слу-
жить: арматурные канаты классов К-7,
К-10, стержневая арматура классов
A-IV, A-V, A-VI, пучки высокопрочной
проволоки Вр-П. С целью снижения
общей массы ферм используют бетоны
высоких классов В30...В50 и высокий
процент армирования (2...3 %).
Панели верхнего пояса и сжатые
элементы решетки рассчитывают, пред-
полагая наличие в них случайных
эксцентриситетов продольных сил. Так
как для ферм характерны соотноше-
ния Z^/СбОО е0 и А <30 еа, то случай-
ный эксцентриситет можно принять
равным е„=1 см. При этом расчетная
длина элемента 4/=0,9/.
Ориентировочно площадь сечения
сжатого элемента (при /ef=20/z, что
обычно имеет место) определяют по
приближенной формуле
А = 12SN/(Rb+0,03/?sc), (5.3)
где N — продольная сжимающая сила.
Армирование сжатых элементов вы-
полняется симметричным. Площадь
арматуры находят после того, как вы-
браны размеры сечения элемента и его
площадь A=bh по формуле (4.68).
Для панелей нижнего пояса и силь-
но растянутых элементов решетки ис-
пользуют предварительное напряжение
арматуры Площадь сечения напряга-
емой арматуры остальных растянутых
элементов решетки определяют по фор-
муле (4 75).
Напрягаемая арматура располага-
ется в сечении симметрично во избе-
жание внецентренного обжатия эле-
мента. Дополнительно ставят в неболь-
шом количестве продольную ненапря-
гаемую арматуру, располагая ее у на-
ружных поверхностей, а также попе-
речную арматуру в виде хомутов.
При конструировании узлов особое
внимание уделяют надежной заделке
арматуры решетки, присоединяемой к
поясам. Сопротивление выдергиванию
растянутых стержней повышают уста-
новкой на нх концах анкеров (см.
рис. 4.10). Примеры конструирования
опорных и промежуточных узлов ферм
приведены на рис. 5.30.
Примеры армирования железобе-
тонных стропильных ферм приведены
на рис 5.31. 5.32, подстропильных
на рис. 5.33.
Сжатые элементы рассчитывают с
учетом продольного изгиба. Имея в ви-
ду эффект зашемления концов их в
узлах, расчетную длину элементов
считают меньше геометрической длины
I (см. табл. 5.1). В случае внеузлового
приложения нагрузки (местный изгиб)
’ /- CrpuilU. note
Ри< 531 Полигональная железобетонная ферма пролетом 18 (241 м с треугольной решеткой (бетон
В40 В50)
к поясам их рассчитывают как нераз
резные балки с опорами в узлах.
Узлы железобетонных ферм по сво-
ей природе жесткие (в отличие от ме-
таллических или деревянных ферм).
Используя эту особенность и даже
конструктивно ее подчеркивая, фермы
нередко делают бсзраскосными, застав-
ляя пояса и стойки своей работой на
изгиб сопротивляться общем1, дефор-
мированию системы. Отсутствие раско-
сов «расчищает» внутриферменное про-
странство и позволяет его использо-
вать не только как чердачное помеще-
ние, но и как обычный этаж в много-
этажных зданиях При этом стойки
ферм выглядят в интерьере как колон-
ны перекрытия с плоским потолком
(рис. 5.34), а сами фермы служат риге-
Таблица 5 5 Собственный вес железобетонн
ферм при шаге 6 м и расчетной нагрузке
3,5...5,5 кН/м2
Тип фермы Про лет, м Собственный вес, кН/м2
сегментные раскос- 18 0,45, -0.55
ные То же 24 0,60.0,70
В 30 0,85 0.95
Сегментные безрас 18 O,55„j0,65
косные 24 0.65..Д75
С параллельными 18 0,65.. 0,75
поясами Тб же 24 0.80 -Д90
Полигональные со- 18 0,55 .0,65
ставные То же 24 0,65. 0,75
Примечание, При шаге ферм 12 м с.обст
венный вес снижается на 0,10 0,15 кН/м2
Рис ft. 32. Схема армирования предварительно напряженных
шпрепгельных ферм пролетом 18 и 24 м
1 yvriu/toHoit: ферМЫ
Рис. 5 33 Железобетонные подстропильные фермы-
а — конструктивные схемы: 6 — узел сопряжения подстропильной фермы со стропильными и с плитами покрытия;
в — схема армирования; I— стойка для опирания плиты покрытия; 2— подстропильная ферма. 3— стропильная
ферма; 4—плита покрытия; 5— напрягаемая арматура растянутого раскоса. 6—напрягаемая арматура ниж-
него пояса, 7— арматура сжатого раскоса
лями многоярусной рамы каркаса зда-
ния.
Пояса и стойки безраскосных ферм
рассчитывают на совместное действие
продольных сил N к изгибающих мо-
ментов М но формулам для внецент-
ренносжатых и внецентреннорастяну-
тых прямоугольных сечений в соот-
ветствии с методикой, изложенной в
гл. 4.
Рис. 5.34 Пример многоэтажного железобетонного промышленного здания с этажами во внугрифермен-
пом upot tpaiiLTui?.
и — шт тубочный чертеж фермы; б — разрез зданий, о иитерыер виугриферменного этажа
При сборе нагрузок собственный
вес железобетонных ферм можно при
нимать по данным табл. 5.5, относя
большие значения к большим расчет-
ным нагрузкам, и наоборот
5.2. АРКИ
Первоначальное понятие об арке
связано с ее криволинейным очерта-
нием (лат arcus -дуга) Как элемент
архитектуры она представляется имен-
но такой, однако с инженерной точки
зрения определяющим признаком арки
является не столько кривизна ее очер-
тания. сколько наличие распора, выз-
ванного несмещаемостыо се опор.
Характерной особенностью арки
является ее работа преимущественно
на сжатие Именно это обстоятельство
определило сравнительно давнее появ-
ление ее в арсенале инженерных кон-
струкций, поскольку удерживаемые
только силой сжатия каменные клинья
арки позволяли перекрывать пролет,
немыслимый для каменной балки.
Обычные очертания арки - парабо-
лическое, круговое, треугольное (рис.
5.35). Реже встречаются арки, очер-
ченные по цепной линии, эллиптичес-
кие, коробовые (мнигоцентровые) и
«ползучие» (если опоры расположены
па разных уровнях). В зависимости
от высоты стрелы подъема арки делят-
ся на пологие и подьемистые. Четкой
границы между ними нет, но характер-
ными величинами относительной высо-
ты этих арок считаются соответственно
'/в-.'/е и ’Л—’/г-
Статическая работа арки и ее тек-
тоника непосредственно связаны с
наличием или отсутствием опорных
или ключевых шарниров. По этому
признак} арки называют трехшарнир-
ными. двухшарнирными и бесшарнир-
ными (табл 5.6).
Трехшарнирные арки статически оп-
ределимы. Их распор не зависит ни от
очертания оси арки, ни от ее жесткости,
но только от взаимного расположения
шарниров. Арки не чувствительны к
осадкам и горизонтальным смешениям
опор, к колебаниям температуры. Удоб-
ны в монтаже и перевозке в виде пар-
ных полуарок. Однако в силу неравно-
мерного распределения изгибающих
моментов по длине арки они наиболее
материалоемки Кроме того, они нужда
ются в ключевом шарнире
Двухшарнирные арки единожды
статически неопределимы Распор не-
сколько меньше, чем у трехшарнирной
арки. Это объясняется тем, что смеще-
нию опор под действием нагрузки пре-
пятствует сопротивление самой арки
разгибанию (к чему трехшарнирная
Таблица 5 6 Зависимость тектонических форм арок от нх статических схем
Тип орки Трехшарнирноя Двухшарнирная БесшарнирноО
Расчетная l "7 ms f„ Xх "X —7i- С— тг» Ff! / X —7v f?.— q •„ тя r ^^on. , 7> z/S fft
Эпюры М
Перевернутые зпюры М
Тектонические формы
I Конструктивные । J /рормы арок сплошного профиля
сквозных
арка в связи с наличием ключевого
шарнира неспособна). Отличаясь бо-
лее благоприятным распределением из-
гибающих моментов по своей длине,
они получили наибольшее распростра-
нение При вертикальных осадках
опор и при температурных воздействиях
дополнительные напряжения в двух-
шарнирной арке развиваются слабо
благодаря ее свободному деформиро-
ванию, обеспечиваемому наличием
опорных шарниров.
Бесшарнирные арки трижды стати-
чески неопределимы С точки зрения
статики они более совершенны, чем обе
предыдущие. Полное защемление арок
в опорах способствует более равномер-
ному распределению моментов по длине
арки, благодаря чему конструкция от-
личается особой легкостью Однако на-
личие опорных моментов требует обес-
печения идеального защемления концов
арки Поэтому она весьма чувствитель-
на к осадкам опор и температурным
воздействиям (Йрки требуют падежного
основания и мощных фундаментов, что
не всегда осуществимо по техническим
и экономическим причинам.
Для арок характерны большие про-
леты. Они начинают успешно конкури-
ровать с фермами при пролетах более
30 м. Нередко арками перекрывают
пролеты около 60 м, а рекордные про-
леты уникальных арочных покрытий
превышают 100 м
Распор арок воспринимается непо-
средственно фундаментом или жестки-
ми опорными конструкциями (рис. 5.36).
Арки пологие, используемые как несу-
щие конструкции перекрытий, имеют,
как правило, затяжки. В этом случае
на вертикальные конструкции (стены,
колонны) воздействуют лишь верти-
кальные составляющие опорных реак-
ций. Арки подъемистые, устанавливае-
мые на грунтовое основание, передают
распор фундаментам, которые рассчи-
тываются на полную опорную реакцию.
Если грунт слабый и имеется опас-
ность сдвига фундамента, то в плоско-
сти пола или под полом дополнитель-
но устанавливают затяжки, полностью
или частично воспринимающие распор.
Чем положе арка, тем больше рас-
пор, что наглядно показывают схемы
на рис. 5.37
Пологую арку можно сравнивать с сегмент
ной фермой с устраненной решеткой Если очер
такие верхнего пояса фермы совместить с кривой
давления, то усилия в решетке к? возникают
Устранение неработающей решетки превращает
ферму в арку. Нижний пояс фермы становится
затяжкой, а усилие в нем приобретает смысл и
название рас нора Если удалить и затяжку, а
распор передать фундаменту или массивным
конструкциям нижележащих строений, то от
фермы остапется только верхний пояс
Простота конструкции, ее изяще-
ство — неоспоримые достоинства арки
Однако с потерей решетки работа верх-
него пояса фермы, превратившейся в
арку, усложнилась:
расчетная длина арки при оценке
устойчивости стала равной примерно
половине длины ее дуги, тогда как у
фермы она равна лишь длине панели
верхнего пояса;
односторонние временные нагрузки
(снег, ветер) порождают в арке изги-
бающие моменты, что в ферме при уз
ловом приложении нагрузок исключено
Поэтому сечение арки становится
более мощным, чем сечение верхнего
пояса фермы. Материала на нее расхо-
дуется больше, чем на пояс. С другой
стороны. Ликвидация решетки ведет к
экономии не только материала, но и
Рис 5.36. Основные способы восприятия распора арок:
Грушиным «топанием (отпор грунта+трение подошвы фундамента), б — затяжкой, в — грунтовым осно
ванием и затяжкой (отпор грунта+-усилие в затяжке), г — примыкающими сооружениями
Рис 5 37 С увеличением стрелы подъема i арки
распор Fh уменьшается, а вертикальная состав
ляющая опорной реакции остается неизменной
трудовых затрат на устройство много-
дельных и сложных узловых соеди-
нений.
Вопрос «ферма или пологая арка?»
решается в каждом отдельном случае
с учетом конкретных архитектурных и
технико-экономических соображений,
однако бесспорно, что чем больше про-
лет, гем явственнее выступают досто-
инства арки. Особенно эффективно при-
менение арок там, где доля временных
нагрузок в общей их сумме относитель-
но невелика, так как арки более чувст-
вительны к односторонним на!рузкам,
чем фермы, решетка которых принимает
на себя дополнительные усилия от не-
симметричного нагружения.
Арки, очертание оси которых сли-
вается с кривой давления*, испыты-
вают только сжатие. В случае расхож-
дения этих линий в арке возникают
изгибающие моменты, которые тем
больше, чем заметнее удалена ось арки
от кривой давления, что иллюстри-
рует рис. 5.38.
Поскольку кривая давления в арке
есть не что иное, как веревочный
многоугольник (в пределе веревоч-
ная кривая), то она совершенно точно
моделируется нитью. Взяв нить длиной,
равной длине дуги арки (в нужном мас-
штабе) , и приложив к ней грузы, полу-
чают модель кривой давления (рис.
5.39). Очертание оси арки выбирают в
зависимости от преобладания той или
иной нагрузки.
Пологие арки часто делают круго-
выми. Отклонение окружности от пара-
болы или цепной линии тем меньше,
чем положе арка.
Статический расчет арок. Статичес-
кий расчет начинается с определения
опорных реакций Л4О11, F„ и Fh. Обычно
для этой цели пользуются готовыми
формулами и таблицами, имеющимися
во многих справочниках (например.
|28|). Дальнейший расчет состоит в оп-
ределении изгибающих моментов Мх,
продольных Nx и поперечных Qx сил
по длине арки по следующим форму-
лам для рассматриваемых сечений арки
с координатами ху (рис. 5.40)-
Mx = Mon-FMcx~Fhy, (5.4)
где Л4ОП опорный момент; Fh — рас-
пор, определяемый по формуле
Fh=kM?/f, (5.5)
где Mr — момент простой балки в сере-
дине пролета; f стрела подъема арки,
k коэффициент, учитывающий гео-
метрические и физические характерис-
тики арки (приложение 17).
Nx = — Qjsina—Fhcosa, (5.6)
* Уравнение кривой давления у(х) находят из
формулы арочного момента МХ=МХ—Ft-у (где
М, момент заменяющей балки. Ft, — распор),
полагая Мх=0. Тогда y=Mx/F,, (подробнее
см [27|, с 48- 49)
Рис. 5.39 Гибкие нити (верхний ряд) как перевернутые модели кривых давления арок (нижний ряд) с
различными нагрузками.
гада . । »• -ржневые i • । • - uu
rue Qi поперечная сила простой бал-
ки, а угол между касательной к оси
арки в рассматриваемом сечении и го-
ризонталью.
Qx=Q®cosct -I «sina. (5.7)
Формулы (5.4) ...(5.7) дают возмож-
ность представить себе напряженное
состояние арки, полную картину кото-
рого дают эпюры М, N u Q, построен
ные по всей длине арки При рассмот-
рении характерных эпюр изгибающих
моментов выявляются тектонические
формы арок каждого из трех основных
типов Их сопоставление при действии
наиболее типичной нагрузки - равно-
мерно распределенной - приведено в
табл. 5.6.
При вариантном проектировании
обычно удовлетворяются определением
ве-шчян М и N в характерных точках
арки. Приближенные формулы М в се-
редине и четвертях пролета приведены
в приложении 17
Для арок подъемистых существен-
ной нагрузкой может оказаться ветро-
вая. Помимо изменения всей картины
напряженного г стояния арки и откло-
нения кривой давления от ее оси, она
может вызвать отрицательные опор-
ные реакции и даже отрыв конструк-
ции от опор
Все воздействия на арку собст-
венный ве< снег, ветер — находят свое
выражение в виде соответствующих
эпюр, векторы которых суммируют,
находя невыгоднейшее их сочетание.
Для конструктивного расчета арок
сплошного сечения достаточно знания
М, N и Q в характерных точках арки
(на опорах, в середине и в четвертях
пролета).
Усилия в поясах и решетке арок
сквозной конструкции находят, исходя
из следующих соображений. Предпола-
гают. что продольная сила N распре-
деляется между верхним и нижним поя-
сами соответственно их удалению от оси
арки, а моменту внешних сил М проти-
водействует момент внутренней пары
сил — усилий в поясах. При параллель-
ных поясах усилия в них могут быть
выражены формулами (рис. 5.41)'
в верхнем (внешнем) поясе
NB„=—N/2 — M/h; (5.8)
в нижнем (внутреннем) поясе
Nun=-h'/2+M/h.
Усилия в элементах решетки опре-
деляют как проекцию поперечной силы
Q в рассматриваемом сечении на на-
правление каждого элемента:
D = ± Q/cosy. (5.9)
где у угол между направлением эле-
мента решетки и нормалью к оси арки
(направлением поперечной силы).
Усилия в элементах серповидных
арок с непараллельными поясами и
небольшими числом панелей удобно
определять графически, путем построе-
ния диаграммы Максвелла Кремоны
(см. приложение 15).
Для оценки устойчивости арки в пло-
скости изгиба необходимо представить
себе вероятный вид ее деформирования
Hjh w/2 jWan-'W/g-H/ft
Ось_
орки
'TjJrT Н/2*' 77Н~=-///2*М/Л
Рис 5.41 Схема усилий в элементах решетки,
верхнем и нижнем поясах сквозной арки
s
Рис. 5.42. Две формы потери устойчивости арки в
плоскости изгиба:
I—сниметричиая, 2—несимметричная
Различают две формы потери устойчи-
вости — симметричную и несимметрич-
ную (рис. 5.42).
Устойчивость арки в плоскости ее
изгиба (при незначительных изгибаю-
щих моментах) оценивается критичес-
кой силой
И"=П*Е1/$, (5.10)
где I — момент инерции сечения арки в
четверти пролета; для сквозной арки
/=(0,35...0,40)4/e;=pS — расчетная
длина; S — полная длина дуги арки;
р — коэффициент, зависящий от типа
арки, ее материала и отношения f/l
(табл. 5.7).
Таблица 5.7. Коэффициенты д расчетной длины
арок
Тип арки
: Металлические при f/l
1/20 | 1/5 4/3 ] 1/2.5
Желе Дере-
зобе- вян
тонные кые
Трехшар-
нирные
Двухшар-
нирные
Бесшар-
нирные
0,6 0,6
0.5 0.55
0,35 0,38
0,6
0.6
0,4
0,65 0,58 0,58
0,65 0,54 0.35
0.43 0,36
Величина Nct должна на 20...30 %
превышать продольную силу N в арке,
определенную статическим расчетом.
Устойчивость арки из плоскости из-
гиба проверяют при расчетной длине,
равной расстоянию между точками
крепления связей (рис. 5.43).
Наличие распора, вызывающего воз-
никновение продольных сжимающих
усилий, обычно развивающихся в обоих
поясах арки, заставляет принимать
конструктивные меры, предотвращаю-
щие потерю устойчивости арки из пло-
скости изгиба. Это достигается как раз-
витием сечения арки в ширину (т. е.
относительно вертикальной оси Оу),
так и более частой расстановкой про-
дольных вертикальных связей.
По конструкции арки могут быть
сплошностенчатыми или сквозными (ре-
шетчатыми) Контуры сквозных арок,
очерчиваемые их поясами (полками),
бывают серповидными, сегментными
или имеют постоянную высоту (рис.
5.44). По соображениям типизации
узлов, панелей и монтажных единиц
предпочтение иногда отдается послед-
ней схеме, если она не противоречит
архитектурному замыслу.
Рабочие сечения сплошностенчатых
и сквозных арок мало чем отличаются
от характерных сечений балок или ба-
лочных ферм.
Усилия в элементах решетки сквоз-
ных арок, как правило, невелики. Поэ-
тому допускается их внецентренное
присоединение к поясам. Конструкция
промежуточных узловых соединений
сквозных арок ничем не отличается от
аналогичных узлов балочных ферм.
Рис 543. Пример потери устойчивости арки из
плоскости действия сил (Д. В, С — точки крепле-
ния связей)
°)
Рис 5.44 L •• ihiji . «тчатые «|»ки:
4 6 - трсхшарннрные- е - дпдоиарннрные; к К бссшариирные.а.е. а
. постояя ->fi высоты; и д^чжикой пысоти; б .сгмснтная. в рыбо
JL L J о
О'кннн пенсов металлических арок-
;ц.ти1111>стсичятых ж — хкшцлых
Исключение составляют опорные и клю-
чевые узлы, конструкция которых под-
чинена необходимости восприятия рас-
пора и поперечных сил в этих узлах.
Особенности металлических арок.
Сплошностенчатые арки. При наличии
оборудования для вальцовки арки срав-
нительно небольших пролетов можно
изготавливать из прокатных профилей.
Рабочее сечение более мощных арок
компонуют'в виде двутавровых или
коробчатых профилей из трех или че-
тырех листов (рис. 5.45).
В отличие от сварных балок листы
поясов могут быть неодинаковыми по
ширине и толщине, поскольку усилия
от совместного действия сжатия и изги-
ба в поясах разные. Степки арки,
будучи сжатыми, требуют повышенной
толщины по сравнению со стенками
балок такой же высоты.
Высота сечения арки при пролетах
до 60 м составляет '/so—1/во пролета,
при больших пролетах - |/,п„...,/во. Реб-
ра жесткости устанавливают на рас-
стояниях, примерно равных высоте се-
чения арки. Сплошностенчатые арки
рассчитывают на прочность как сжато-
изгибаемые элементы, напряженное со-
стояние которых выражается форму-
лами (2.12) .(2 14).
Сквозные (решетчатые) арки. Поя-
Рис 5 46 Опорные узлы металлических трех- и двухшариирпых арок:
а — плиточный, б—пятниковый, в балансирный
Ниры мет-i |личс
. v трехшарнирных арок
ный. г балансирный
са сквозных арок ломпонуют из про-
катных профилей п hi труб Решетка
обычно треугольная, часто с дополни-
тельными стойками, уменьшающими
1лину сжатых пан. ч и Высота арок
1’ро..,с1«. э»1 й,1 ,« составляет 1? 'Л-
пролета, а больших пролетов
---'/во-
Опорные шарниры арок бывают
трех типов, плиточные, пятниковые и
балансирные (рис. 5.46). Наибольшей
простотой отличаются плиточные шар-
тые из I кетов клее • • < Трехшарнирные пологие
оган. о итоьи.чная
Рис. 5.49. Опорные узлы сплошностенчатых деревянных арок — пологих малых н средних пролетов
с затяжками:
а, 6 — с эксцентричным присоединением затяжки (е — эксцентриситет); в — с центрированным присоединением
затлжкн. Подъемистых большого пролета: е — простой упор, д—пятниковый шарнир, е — болтовой шарнир
-J
i
i .зСетониая двухц|арнириая арка <_ аагяккой:
>бщий вип, б опорный узе
миры, которые рекомендуются для арок
небольших пролетов, преимущественно
подъемистых, где у опор ось арки близ-
ка к вертикали. Пятниковый шарнир
сложнее, его сваривают из тутых ли-
стов, подкрепленных ребрами жестко-
сти. Балансирный шарнир наиболее
сложен в изготовлении Он состоит из
двух литых балансиров и цапфы, приме-
няется для тяжелых арок Ключевые
шарниры легких арок могут быть
листовыми или болтовыми, тяжелых
плиточными или балансирными (рис.
5.47) Опорные в ключевые шарниры
сплошностенчатых и сквозных арок,
как правило, однотипны
Особенности деревянных арок.
Сплошностенчатые арки бывают тре-
угольного и криволинейного очертания
(рис. 5.48)
Очертания оси треугольной арки
резко отклоняются от кривой давле-
ния, в связи с чем прямые полуарки
испытывают кроме сжатия значитель-
Рис 5.53. Опорные узлы арок с затяжками.
- из круглой стали, б - из швеллеров; о — in преа-
на пряженного жеюлобетока
арок. исходя из предельной гибкости
= 120, составляет х/36 (где s -
длина полуарки)- Обычная высота -
от '/зоДО ’/so пролета. Проверка проч-
ности полуарок, как сжато-изогнутых
элементов, производится по формулам
(3.15)...(3.17).
Сквозные арки. Трехшарнирные ар-
ки составляют из пары ферм, соеди-
ненных в ключе. Используются фермы
с концентрическими поясами и сегмент-
ные или полигональные. Нижние пояса
ферм, учитывая силы сжатия от распо-
ра, делают деревянными (металлодере-
вянные фермы в данном случае не под-
ходят из-за малой устойчивости метал-
лического нижнего пояса). Прямоли-
нейные пояса выполняют из досок или
брусьев, криволинейные — из пакетов
клееных досок. Обычная схема двух-
шарнирных арок — дугообразная фер-
ма с параллельными поясами, раскос-
ной или крестовой решеткой с радиаль-
ным расположением стоек. Высота
сквозных арок принимается равной от
'/го до '/то пролета.
Особенности железобетонных арок.
Железобетонные арки становятся эко-
номичнее ферм при пролетах более 30 м.
Их выполняют из бетона классов
ВЗО н В40. Они могут быть сбор-
ными в виде монтажных блоков длиной
от 6 до 12 м (рис. 5.51) или монолит-
ными (рис. 5.52) с симметричной арма-
турой. гибкой (классов А-II и A-Ill)
или жесткой.
ный изгиб. Положительный изгибаю-
щий момент от постоянной и времен-
ной нагрузок в известной мере может
быть нейтрализован эксцентричным
расположением продольной осн полу-
арок, что достигается соответствующим
конструированием опорных (рис. 5.49)
и ключевых узлов {рис. 5.50)
Рабочее сечение криволинейных
арок компонуется из склеенных паке-
тов досок толщиной до 33 мм. Пред-
почтительна прямоугольная форма се-
чения с отношением сторон h/b^A.
Минимальная высота сечения полу-
Рис 5.54 Параболическая трехшарнирная желе-
зобетонная сквозная арка пролетом 46 м
3. Рамы
Арки пологие, устанавливаемые на
колонны или высокие стены, снабжают
затяжками из стали (круглой или про-
фильной) или из железобетона с пред-
варительно напряженной арматурой
классов A-IV, A-V, B-II и др. Опорные
узлы пологих арок Показаны на
рис, 5.53. Через каждые 5...6 м затяжки
поддерживаются подвесками.
Сплошностенчатые арки имеют дву-
тавровое или прямоугольное сечение с
соотношением сторон Л/6^6 и высо-
той '/зо- .'/м пролета При необходи-
мости пропуска инженерных коммуни-
каций в стенках могут быть устроены
небольшие круглые или прямоугольные
проемы.
Сквозные арки (рис. 5 54) характер-
ны для пролетов более 36 м. Сечения
поясов и решетки — прямоугольные,
близкие к квадрату. Решетка треу-
гольная или безраскосная Как пра-
вило. сквозные арки делают сборными,
в виде унифицированных блоков посто-
янной высоты длиной ДО 12 М.
5.3. рамы
Рамами называют стержневые кон-
струкции, состоящие из вертикальных
элементов (стоек) и горизонтальных
(ригелей), жестко соединенных между
собой в узлах. Приложение к любому
элементу рамы нагрузки, вызывающей
поворот или перемещение этих узлов,
приводит в силу и.х жесткости к вклю-
чению в работу всех остальных эле
ментов (рис. 5.55). В этом заключа-
ется резерв ее несущей способности,
выгодно отличающей раму с жесткими
узлами от систем с шарнирами Рамы
бывают однопролетными (портальны-
ми), которые называются простыми
(табл. 5.8), ь также многопролегны-
ми и многоэтажными, имеющими общее
название сложных рам (рис.. 5.56)
Простые рамы составляют несущую
конструктивную основу одноэтажных
промышленных и общественных зда
ний самого разнообразного назвали
ния
Пролеты, перекрываемые рамами,
колеблются в широких пределах, от
самых небольших до рекордных, неред
ко превышая 100 м Генеральные ра
меры рам (пролет, высота) подчине-
ны функциональным требованиям По
ложение стоек (вертикальное, наклон
ное) и очерГаиие ригеля {прямой, ло-
маный, криволинейный) определяются
архитектурой сооружения. Окончатель-
ная компоновка геометрической схемы
рамы и ее рабочих сечений решается
на основе конструктивных соображс
ний и результатов статических расч
тов.
Простые рамы имеют мною .общею
с однопролетпыми арками, Рамы —та-
кие же распорные конструкции, их де-
лят на трехшарнирные, двух шарнирные
и бесшарнирные, которым свойствен-
ны особенности арок аналогичных наи-
менований. Поперечное сечение элемен-
тов рам, так же как и арок$ может быть
сплошностенчатым или сквозным (ре-
шетчатым) .
Вертикальные нагрузка
Рис 5.55 Жесткие узлы
обеспечивают совместную
работу ригеля и стоек Из
гибу сопротивляются в
рамах а и б узлы С й D,
Таблица 58 Классификации рам
а) - По геоме/прическим схемам
1 1 [ ! \ (
Стоили- вертикаль- Вертикаль- поклонные Вертикаль- наклонные вертикаль- вертикаль-
Ригели горизон- тальный наклонный горизон- тальный Мускатный Мускатный ломаный криволинеи-
Л1 - По расчетным схемам
Основная архитектурная особен-
ность рамы - наличие стоек — прямых
вертикальных элементов Этим дости-
гается оптимальное использование вну-
треннего объема иомешения, без «мерт-
вых» углов и сводчатых потолков, ха-
рактерных для арочных покрытий.
Основная конструктивная особен
ность простых рам наличие карниз-
ного узла, в котором сходятся под
углом ригель и стойка и который тре-
бует в каждом случае особой конструк-
тивной проработки. Очертание оси ра-
мы обычно сильно отличается от линии
давления. Поэтому в системе силовых
воздействий на раму изгибающие мо-
менты играют более заметную роль,
чем в арках, которые при небольших
(по сравнению с постоянными) вре
PiIl 5.’. । C.nowiiiJf рамы-
меиных несимметричных нагрузках мо-
гут быть практически безмоментными.
Четкая граница между очертаниями
рам и арок отсутствует. Например,
раму с наклонными стойками и лома-
ным ригелем можно рассматривать как
полигональную (многоугольную) арку.
Особенно сближает рамы с арками
скругление карнизных (иногда и конь-
кового) узлов, что часто встречается
в деревянных клееных конструкциях.
Если для напряженного состояния
арки наиболее характерным видом
сопротивления было сжатие, а изгиб
ему сопутствовал, то для простой рамы
более характерен изгиб
Ригель рамы независимо от того,
является ли он прямым, ломаным ИЛИ
криволинейным, можно представить
в виде балки, упруго защемленной кон-
цами в стойках. Степень этого защем-
ления может быть различной - от
полной заделки до свободного опира-
ния. Она определяется соотношением
так называемых погонных жесткостей
элементов рамы:
*=/p/(„:/r//C1 (5 11)
где индексы «р» и «с* означают соот
ветственно ригель и стойку
Параметр k во всех случаях явля-
ется определяющим фактором при на-
хождении величин узловых моментов.
Например, при k-^О ригель можно рас-
сматривать как балку, полностью за-
put. 557 Способы предварительного напряжения пр- ,ix рам-
Ч 1MI нванне I-. . ов стоек, й вертикальные оттяжки (i. и наг ' .ле гены, прикрепляемые к Углам рамы),
о криволинейная затяжка в рнг. - г - стягивание лов рамы, д затяжка в ригеле и стойкях.'е — внешняя
затяжка, образующая подпруги Для ригеля Каждый способ иллюстрируется Т). «я схемами в первой (А) — пун-
ктиром показаны напрягающее устройства, во второй (С) эпюры моментов от предварительного напряжс
нпя. в третьей (В) — пунктиром показаны эпюры моментов от внешней распределенной нагрузки сплошными
щемленную концами; при k—<x —как
балку, свободно опертую. Отсюда сле-
дует вывод, что при за гружении риге-
ля момент в карнизном узле никогда
не может превысить величины опорно-
го момента в полностью защемленной
балке qP/12, а пролетный момент —
величины момента балки, свободно ле-
жащей на опорах qF/ft.
Типология рам очень обширна. Ос-
новные геометрические схемы рам по-
казаны на табл. 5.8. Каждая из этих
схем может отличаться вариантами
опирания стоек, очертанием ригеля,
наличием или отсутствием шарниров и
затяжек.
Затяжки в рамах, равно как и в ар-
ках, устанавливают с цепью восприя-
тия распора. В отличие от арок, где
затяжки, как правило, располагаются
на уровне опор, в рамах их нередко
устанавливают и выше. Особенно уме-
стны затяжки в карнизных узлах рам с
ломаным или криволинейным ригелем.
Помимо уменьшения распора их поста-
новка способствует снижению величи-
ны моментов в карнизных узлах. Су-
щественную роль в этом случае играет
жесткость Е-Ж затяжки (где Е3 — мо-
дуль упругости материала затяжки;
Аз — площадь ее поперечного сечения);
чем жесткость выше, тем большую до-
лю распора она принимает на себя. Од-
нако поднятые затяжки прорезают
внутренний объем помещения и исходя
из архитектурно-планировочных сооб-
ражений не всегда приемлемы.
Одной из задач рационального про-
ектирования рам является снижение
величины изгибающего момента в про-
лете ригеля. Это может быть достигну-
то двумя путями: увеличением отрица-
тельного момента Мк в карнизном узле
(поскольку М„р=Мб—Л(к) или созда-
нием в пролете момента обратного
знака.
Первый путь предусматривает ис-
пользование следующих конструктив-
ных приемов; увеличение жесткости
стоек; полное защемление опор стоек,
т. е. переход от двухшарнирной схемы
к бес шарнирной; устройство консолей
на концах ригеля; смещение опорных
шарниров от оси стойки внутрь поме-
щения. Второй путь — использование
эффекта предварительного напряже-
ния, смысл которого состоит в созда-
нии моментов обратного знака
(рис. 5.57).
К существенному снижению величи-
ны пролетного момента и к некоторо-
му снижению величины распора (а
следовательно, и момента в карниз-
ном узле) может привести увеличение
стрелы подъема двускатного ломаного
или криволинейного ригеля Однако
это мероприятие серьезно изменяет
очертания здания и поэтому' должно
быть увязано с его архитектурой и
функцией.
Ригелем рамы может служить стро-
пильная ферма при сравнительно гиб-
ких стойках (рис. 5.58). Рамы со сту-
пенчатыми стойками широко распрост-
ранены в архитектуре одноэтажных
промышленных зданий как основной
тип поперечных рам каркаса
Распор рам, как и арок, восприни-
мают фундаменты, массивные конст-
рукции примыкающих сооружений или
Рис 5.58 Поперечные рамы одноэтажных промышленных зданий:
двухшарнирная с шарнирами в углах. 6 — авухшарнирная с шарнирами у опор, в — Весшарнирная со сту-
пенчатыми ставками (внутри контура каждой рамы показана ее расчетная схема)
5 з Рамы lai
затяжки, обычно располагаемые в тол-
ще пола или под полом.
Статический расчет рам. Рамы рас-
считывают на действие всех видов на-
грузки, обычных для ферм и арок. Од-
нако для поперечных рам промышлен-
ных сооружений характерны еще и кра-
новые нагрузки — вертикальные (как
правило, эксцентрично приложенные
к стойкам) и горизонтальные от тор-
можения тележки.
При предварительном расчете рамы,
выполняемом с целью правильного
назначения сечений, необходимого для
любой статически неопределимой систе-
мы, считают, что изгибающий момент
в ригеле Л4Р=(0,6...0,8)Л46. Сечения сто-
ек намечают, рассчитывая их на цент-
ральное сжатие усилиями, увеличенны-
ми в 1,5.„2 раза, с учетом влияния изги-
бающих моментом. Уточненный стати-
ческий расчет начинается с определе-
ния опорных реакций рамы Fv, Ft, и Ми„,
формулы для вычисления которых
имеются в справочниках Там же при-
ведены формулы изгибающих моментов
в узлах рамы.-В приложении 18 приве-
дены формулы для некоторых харак-
терных случаев.
Дальнейший расчет предусматрива-
ет установление" характера распреде
ления по длине элементов рамы изги-
бающих моментов, продольных и попе-
речных сил. Методика подробно изло-
жена в [27]. Наглядное представле-
ние о напряженном состоянии рамы
дают суммарные эпюры М, N и Q. Они
помогают выявить наиневыгоднейшее
для каждого узла или стержня рамы
сочетание нагрузок.
Тектонические формы рам, как и
арок, связаны с характером распре-
деления изгибающих моментов по дли-
не ригеля и стоек и в какой-то мере
копируют эпюры М (табл. 5.9).
Состав сечения элементов рамы (ри-
геля, стоек) определяется его видом
(сплошностенчатое, решетчатое) и за-
висит от пролета рамы, высоты стоек,
выбранного соотношения жесткостей
элементов рамы, величины нагрузки и
физико-механических свойств материа-
лов. Влияют также соображения техно-
логии изготовления и монтажа, а так-
же условия транспортирования изде-
лия от завода-изготовителя к строи-
тельной площадке.
Конструктивная высота (высота
сечения) ригеля определяется главным
образом величиной изгибающего мо-
мента в пролете Л11ф. Как правило, она
меньше, чем высота балки или фермы
такого же пролета, что -объясняется
разгружающим влиянием узловых мо-
ментов в концах ригеля.
Характерный для простой рамы кар
низный узел, где нарушается плавность
очертания геометрической оси, требует
соответствующего усиления утла рамы,
что достигается либо увеличением вы-
соты сечения сплошностенчатой рамы
(рис. 5.59, а, б), либо введением рас-
порки (рис. 5.59, в), перерождающейся
в некоторых рамах в подкос, образую-
щий сквозную двухветвевую стойку
(рис. 5.59, а). В сквозных рамах в зоне
карнизного узла увеличивают расстоя-
ние между поясами (рис. 5.59, д, е).
Проверка напряжений в элементах
рам сплошностенчатой конструкции
выполняется по формулам для сжато-
изгибаемых элементов. Усилия .в стерж-
нях сквозных (решетчатых) рам опре-
деляют по формулам (5.8) и (5.9) для
арок или же построением диаграммы
Максвелла —Кремоны.
Расчет рам смешанного типа, у ко-
торых при сплошных стойках ригель
представляет собой стропильную фер-
му, выполняется в два этапа.. Сначала
определяют усилия в ферме от верти-
кальной нагрузки, а затем добавляют
к ним усилия, вызванные действием
узлового момента Мк от вертикальных
и .горизонтальных сил. Для этого мо-
мент представляют в виде пары сил
NK—MKyho (где ho - высота фермы у
опоры).1
Критическую силу потери устойчи-
вости рамы определяют по формуле
(5.10). Рама, если ее внутренние углы
не превышают 120°, менее чеформатив-
на, чем арка тех же генеральных
размеров
СКВОЗНЫХ рамах
Рис. 5.59. Принципиальные
схемы карнизных узлов:
элементами, придающими
Особенности металлических рам.
Металлические рамы используют для
перекрытия больших пролетов — от 40
до 150 м. Трехшаряирные рамы приме-
няют при сравнительно небольших про-
летах Большие пролеты перекрывают
двухшарнирными или бесшарнирными
рамами. Последние отличаются повы-
шенной жесткостью, легкостью и мень-
шим расходом материала Поэтому
они особенно рациональны при проле-
тах 100. .150 м При пролетах более
60 м сплошностенчатые рамы уступают
место рамам сквозным. Высота ригеля
сплошностенчатых рам (рис. 5.60) сос-
тавляет в среднем от 1 /зп до '/«о проле-
та, решетчатых (рис. 5 61)- от ‘/«а
до 725. Шаг рам принимается обычно
равным 6 или 12 м.
Рабочее сечение сплошностенчатых
и сквозных рам в принципе не отлича
ется от рабочего сечения арок (см.
рис. 5.45). Ригели и стойки сплошно-
стенчатых рам сваривают из трех лис-
тов (две полки и стенка), укрёпляя
стенку ребрами жесткости, расставлен
ними примерно на высоту сечения ри-
геля. Рядовые узлы сквозных рам
аналогичны узлам стропильных ферм.
Значительно меньшие усилия в решетке
рамы по сравнению с решеткой ферм
позволяют несколько упростить конст-
рукцию узлов и обходиться в ряде слу-
чаев без фасонок.
Конструкции карнизных узлов —
главной детали рам показаны на
рис. 5.62 и 5.63 Карнизные узлы сплош-
ностенчатых рам конструируют так,
чтобы внутренний угол во избежание
концентрации напряжений был смягчен
переходной кривой, а наружный — пе-
рекрыт накладкой. Сжатая область
стенки должна быть усилена ребрами
жесткости Это указание распростра-
няется и на те сквозные рамы, карниз-
ные узлы которых имеют сплошную ли-
стовую вставку (рис. 5.63, б) Конько-
вые узлы трехшарнирных рам такие
'Рис 5 60. Сплотнностенчатые металлические рамы
трехшарнирная, б пвухшарннрная, в бесшарнирная. 1 - стей-
ка, 2— полка 3— ребра жесткости; 4 шарнир
!• • конструкции
"I Г УЛ/
• возные (решетчатое) металлические рамы больших пролетов:
кривя <внгармс»й> типа, <5
типа, е трехшариирная
же, как у арок Для опор трех- и двух-
шарнирных рам сравнительно неболь-
ших пролетов используют простые пят-
никовые шарниры, более тяжелые рамы
ставят на балансирные и пятниковые
шарниры (см. рис. 5 46). Опоры бес-
шарнирных, сплошностенчатых и сквоз-
ных рам конструируют аналогично
опорам защемленных колонн (см.
рис 2.23)
Характерные примеры металличес-
ких рам приведены на рис. 5.64 и 5.65.
Особенности деревянных рам. Про-
леты деревянных рам обычно не превы-
шают 50 м. Наиболее распространен-
ные их схемы трех- и двухшарнирпая.
По конструкции рамы бывают брусча-
тыми, дощатоклееными, клеефанер-
ными и сквозными (рис. 5.66).
Брусчатые рамы встречаются глав-
ным образом в сельскохозяйственном
строительстве при небольших (до 12 м)
пролетах.
Дощатоклееные рамы, гнутые и из
прямолинейных элементов, в последние
годы получили широкое распростране-
ние, обусловленное рядом их досто-
инств: простота конструкции, индустри-
ал ьность изготовления, сплошность се-
чения (что повышает огнестойкость со-
оружения) и, наконец, возможность
свободного регулирования высоты сече-
ния в соответствии с эпюрами М, N
и Q. Гнутые рамы делают только трех-
шарнирными с целью упрощения техно-
логии их изготовления. Радиус гнутья
карнизного узла (обычно 2...4 м) тре-
бует применения тонких (1,6...2,5 см)
досок. Часто используют комбинирован-
ную конструкцию — дощатоклееный ри-
гель и сквозную V-образную стойку
Для рам этого типа используется двух-
и трехшарнирная схема: консольные
свесы ригеля позволяют получить до-
полнительный экономический и архи-
тектурно-планировочный эффект.
Рис 5 62. Карнизные узлы сплошностенчатых стальных рам:
е — сварные из трех листов; ж — и — из прокатных двутавров, в. е — с монтажными стыками ригеля, распо
воженными в точках нулевых моментов
Клеефанерные рамы отличаются
легкостью, достигаемой, однако, ценой
усложнения конструкции и многодель-
ности при изготовлении. Поперечные
сечения их элементов подобны сечениям
клеефанерных двутавровых или короб-
чатых балок.
Сквозные рамы могут быть двух- и
трехшарнирными. Наиболее распро-
страненное и простое конструктивное
решение — пояса из парных брусьев,
решетка из одинарных (рис. 5.67).
Усилия в элементах решетки таких рам
обычно невелики и узловые соедине-
ния выполняют на болтах. Карнизные
и опорные узлы деревянных рам даны
на рис. 5.68 и 5.69.
Особенности железобетонных рам.
Железобетонные рамы как основные
конструкции зданий павильонного типа
Рис 5.63 Карнизные узлы сквозных рам:
а нз уголков б - из уголков со сплошной листовой вставкой, в - из труб. i - из двутавров (тяжелая рвма
большого пролета»
Рис □ Ii4. 11оп<_речная рама промышленного здания
*,0№->р1/пции
Рис 565 Пример трехшарнирной рамы ппол₽том 28 ч из трубчатых элементов
1—-гчк ? Лол ••> ,вы
Рис 5.66. Основные типы деревянных рам Трех шарнирные’
клеефанерная, е ж — лощатоклееные со сквозными стойками, к — брус-
Рис. 5.68. Конструкции карнизных узлов Дощатоклееныс рамы:
а зубчатый, б — зубчатый с пятиугольным вкладышем; в зубчатый с гнутым вкладышем из тонких досок;
е—с фанерными косынкаци; б — на нагелях, е — на вклеенных штырях, ж — с деревянными н стальными нак-
ладками; з — со стальным хомутом Брусчатые рамы-и —со стельным двутавром, к л — с деревянной распоркой
Клеефанерные рамы, м—иа болтах со стальной полосой
Рис. 5.68. Продолжение
проектируют монолитными, сборными
й сборно-монолитными (рис. 5.70). Пе
рекрываемые ими пролеты колеблются
в широких пределах — от 12 до 120 м.
Область применения монолитных
рам — сравнительно небольшие (до
24 м) пролеты. Более крупные пролеты
перекрывают сборными рамами с риге
лями из предварительно напряженного
железобетона. Для рам большепролет
ных используют сборные конструкции
с напрягаемой арматурой.
Сборно-монолитные рамы отлича-
ются от монолитных конструкцией уз-
лов, которые после замоноличивания
превращают раму по существу в моно-
литную. Расчленение рамы на сборные
элементы рационально выполнять в
местах наименьших моментов, напри-
мер в нулевых точках.
Сборные рамы с напрягаемой арма-
турой проектируют из блоков, внутри
которых вдоль криволинейных каналов,
образуемых при бетонировании, протя-
гивается проволочная арматура в виде
пучков или прядей с натяжением на
бетон после сборки всей рамы Арма-
туру располагают в зонах растяжения,
определяемых эпюрами изгибающих
моментов.
Сечения элементов рам проектируют
прямоугольными или тавровыми.
Для железобетонных рам типичны
двухшарнирная и бесшарнирная схемы
с шарнирным и жестким соединениями
стоек с фундаментами. Жесткие узлы
рамных конструкций характерны для
железобетона и отвечают его свойст-
вам. Поэтому именно железобетонные
рамы получили в строительстве широ-
кое распространение.
При армировании карнизного узла
5 3 Рамы
’' , аме <-»- •_ кнгахе KfjnCTi* .,
учитывают, что наибольшие растяги-
вающие напряжения возникают не у
наружного угла, а ближе к центру се-
чения (рис. 5.71). Поэтому верхнюю
арматуру выполняют закругленной, ра-
диусом не менее 15d. Нижняя армату-
ра внутреннего (входящего) угла рамы
делается с перепусками не менее 30d,
чтобы предотвратить выкалывание бе-
тона равнодействующей усилий в арма-
туре, стремящейся к выпрямлению.
Во избежание концентрации сжимаю-
щих напряжений в этом месте делают
угловые утолщения бетона (вуты).
Коньковые узлы, подверженные дей-
ствию моментов разных знаков, арми-
руют так, чтобы была исключена воз-
можность выкалывания бетона или
выпучивания арматуры. Это достигает-
ся постановкой хомутов и перепуском
арматуры во всех входящих углах
(рис. 5.72). Опорные узлы рам показа-
ны на рис. 5.73.
Сложные рамы. Сложные рамы
многопролетные и/или многоэтаж-
ные - основа современных многоэтаж-
ных зданий. Такие рамы представляют
собой ряд стоек, жестко связанных в
узлах с ригелями. Сложные рамы мо-
гут быть плоскими (тогда продольная
устойчивость здания обеспечивается
системой связей) или пространствен-
ными (тогда ригели идут в обоих на-
правлениях) (рис. 5.74).
При за гружении любого элемента
сложной рамы узловые моменты пере-
даются всем сходящимся в этих узлах
ригелям и стойкам, а от них соседним
Рис 5.71 Карнизные узлы железобетонных рам.
о — картина напряженного состояния узла, б — принцип армирования? в ;«гл монолитной раны, армирован
ный сварными каркасами, г — то же. отдельными стержнями. <1 —.сборно мо, элитный узел, е — узел предвари
тельно напряженной рамы (см рис 5 70. d). I - растянутая зона. 2— сжатая зона
Pc
Рис. 5,72 Коньковые узлы монолитных железобетонных paw-
fl — схемы усилий н узлах, п. в — принципиальнее схемы армирования узлои при входящих углаха> Н>0 и
а< 160. г - армирование отдельными стержнями, д — армирование сварными каркасами, е — смешанное арми
рованис (сварными каркасами и отдельными стержнями), I — сжатая эона, //— растянутая зона I— соедини
тельные стержни. 2, 3 - шпильки и хомуты. 4. Ч — нижние стержни
пролетам, постепенно затухая. Проис-
ходит это по той причине, что в силу
жесткости узла поворот его под дейст-
вием узлового момента на некоторый
угол <[ вызывает соответствующий по-
ворот всех элементов, сходящихся в
этом узле (рис. 5.75).
Статический расчет сложных рам на
действие вертикальных и горизонталь-
ных нагрузок выполняется с учетом
невыгоднейших их сочетаний. Наряду с
точными методами расчета существует
ряд приближенных, основное назначе-
ние которых состоит в предваритель-
ном определении сечений элементов
рамы и составлении общего представ-
ления о характере работы рамы в це-
лом.
Расчет на вертикальные нагрузки.
Ригель рассчитывают как неразрезную
балку* без учета связи со стойками.
Моменты в стойках принимают рав-
ными:
* Ориентировочные величины моментов ри-
геля при равномерно распределенной нагрузке
7 у опор — дР/\Ъ, в средних пролетах $г/16.
в крайних пролетах <y/s/12
Рис 5.73. Опорные узлы ж- рзобетонных рам с несовершенными шарнирами в виде-
а вертикальных стержней (при t
стержней (при усилиях до 1200 кН)
!еОолыинх осевых усилиях, около - >0. 600 кН); б — перекрещивающихся
. в. е обоймы из спирали (при больших усилиях) - г> — с жесткой заделкой
hi t»> in прока;
Рис 5.74 Многопролстные многоярусные рамы:
а — плоская со снизь мн б пространственная
аЗ. Рамы
для средних стоек
Л1ср=₽,Л1ил, (5.12)
для крайних стоек
(5.13)
где Моп — момент в ригеле над стой-
кой; Af^(n —опорный момент в балке
с защемленными концами; pi, ₽2 —
коэффициенты, зависящие от соотно-
шения погонных жесткостей ригеля
(ip) и стойки (ic): ₽i = O,l и ₽2=0,2
при ip/ic=4; pt=0,2 и ₽2=0,33 при
ip/ic=l.
Для предварительного назначения
величин погонных жесткостей (см.
5.11) элементов многоэтажных рам
Рис. 5.75 Действие вертикальных сил Загруже
ине ригеля DC сложной рамы вызывает дефор-
мирование всей рамы:
а — общие картины деформаций; б—деформации
элементов, сходящихся в узле С, в — эпюры изгибаю
щих моментов для тех же элементов
можно использовать следующие при-
ближенные формулы:
высота железобетонного ригеля h=
= 1 да/ft/?*)’Ч где М=(0,6...0,7)Мб
(Мб —«балочный» изгибающий момент
ригеля); момент инерции железобетон-
ного ригеля /—0,5ft(/W/fti?i)3/2. где
b — расчетная ширина ригеля);
момент инерции стального ригеля
/=7И//(32/?) по расчету на прочность
или /=M//|8000(f/Z)/?] по расчету на
прогиб;
площадь сечения железобетонной
стойки Л яа (1,2... 1,5^//?*, где N — мак-
симальная продольная сила.
Расчет на горизонтальные нагрузки
(рис. 5.76). Наиболее характерной го-
ризонтальной нагрузкой для рам явля-
ется воздействие ветра. Оно складыва-
ется из активного давления с навет-
ренной стороны и пассивного (отсоса)
с подветренной. Оба эти вида воздей-
ствия суммируются и сосредоточива-
ются в узлах наветренной стороны
рамы Местным изгибом стоек обычно
пренебрегают по причине его малости.
В основе приближенного расчета
лежит предположение, что нулевые
точки изгиба стоек всех этажей (кроме
нижнего и верхнего) расположены в
середине их высоты (рис. 5.76,6). Го-
ризонтальные силы, действующие в
уровнях ригелей, распределяют между
стойками пропорционально их погон-
ным жесткостям. Тогда поперечная си-
Рис 576. Горизонтальные силы (ветровое давление):
а—эпюра ветрового давления и узловые нагрузки, 6—нарастающие узловые нагрузки, в—sit
ме деформаций рамы
а монолитной; б
Рис. 5.77 Узлы сложных железобетонных рам.
сборной, I армнтурный каркас. 2— опорный стержень, 3— зона заионоличнввнкя
ла Q„, приложенная к любой n-й стойке,
будет равна
где SW' —сумма всех горизонтальных
сил, приложенных к раме выше рас-
сматриваемого уровня; i„ погонная
жесткость рассматриваемой л-й стойки;
2» — сумма погонных жесткостей стоек
этажа.
Изгибающие моменты в стойке рав-
ны
Mn=Qna, (5-15)
где а — удаление узла от воображае-
мого шарнира (для стоек всех этажей.
кроме первого, а=0,5й; для верхнего
узла защемленных стоек первого этажа
а—0,4ft; нижнего — 0,6ft; для верхнего
узла шарнирно опертых стоек a=h)
Моменты на концах ригеля находят,
исходя из равновесия узла. В крайних
узлах они равны сумме моментов стоек,
в средних — распределяются пропор-
ционально погонным жесткостям ле
вого и правого ригелей. При исполь-
зовании в качестве междуэтажных
перекрытий безрасносных ферм (см.
рис. 5.34) последние можно рассмат
ривать как ригели сложных рам.
Примеры узлов сложных рам из
железобетона (монолитного и сбор-
ного) показаны на рис. 5.77.
ГЛАВА 6
ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ СТЕРЖНЕВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
6.1. ПЕРЕКРЕСТНЫЕ БАЛКИ И ФЕРМЫ
Перекрытие, образованное пере-
крестно расположенными и связанными
между собой балками или фермами,
представляет собой сплошностенчатую
или сквозную (решетчатую) простран
ственную конструкцию (рис. 6.1) Эф-
фект пространственной работы пере
крестных систем тем заметнее, чем
ближе очертания перекрываемого пла
на к квадрату (кругу или другим фи
гурам с контуром, примерно равноуда-
ленным от центра). Например, в сплош-
ной квадратной плите, опертой по кон-
туру, изгибающие моменты в обоих
направлениях одинаковы и при равно
мерно распределенной нагрузке равны
0,037qg2. По мере роста одного из раз-
меров плана моменты вдоль длинной
стороны уменьшаются, а в другом на-
правлении растут В пределе момент
продольного направления исчезает, а в
поперечном направлении становится
«балочным», равным 0,125?а2 Изогну
тая поверхность плиты становится ци-
линдрической и пространственная сис-
тема превращается в плоскую
Пространственный характер работы
балок*, соединенных между собой в точ-
ках пересечения, заключается в том,
что нагрузка, приложенная к любой из
балок, вызывает деформирование, а
следовательно, противодействие этой
нагрузке, всей системы балок в целом
Диагональное (~45°) расположе-
ние балок, несмотря на то, что длина
их увеличивается, не приводит к уве-
личению максимальных изгибающих
моментов. Объяснение этого парадокса
состоит в том, что короткие угловые
балки обладают большей жесткостью
при кручении, что создает эффект упру-
гой заделки концов всей перекрестно
балочной системы. Диагональными бал
ками можно перекрывать планы, более
* Все сказанное здесь и далее о балках
вытянутые по сравнению с теми, кото-
рые считаются нерациональными для
перекрестных балок, параллельных сто-
ронам плана
Когда балки (фермы) уложены эгажно,
они изгибаются каждая в своей плоскости Е .ш
балки пересекаются в одном уровне и .в* ,аны
меж. Зой и*,тко, то прогибы балок одного
напр авления (например, балки /—/) сопровов.
даются не только слогветстпуюшимн прогибами
балок д,"гг'>го it~np„№4.“° нс ,л их кручением
(например, балка 2 .
Кг чение балки шздае) .: чюлнИ iv.ii.hiv <и
противление гействию внешних сил Его можно
ра>гма1риват! к резерв несущей сш» обности
вс -1 си --емы Однако для этого крутильная
жь гкость б ini кна быть достаточно высо
кой, которой тонкие балки (тем более ,-,‘рмы)
не обладают Поэтому перекрестные бялки ря.
'•"ИтЫва.ЮТ Лг,Ч УЧ1 1° Kpv4eHKfl.
Формулы д,*.я расчета перекрестных
балок на квадратном плане, располо-
женных параллельно сторонам или диа-
гоналям, приведены в приложении 19.
При перекрытии плана, отличающе-
гося от квадратного, короткий пролет
перекрывают цельными балками, а бал-
ки длинного пролета разрезают и сты-
куют между собой в каждом пересече-
ний. Каждый стык рассчитывают на из-
гибающий момент и поперечную силу,
действующие в узле пересечения.
Заметное снижение величин момен-
тов в пролете покрытий г перекрестны-
ми балками достигают, располагая опо-
ры не по контуоу здания, а внутри его,
на некотором удалении а от краев
(рис. 6.2). Оптимальный вылет а кон-
сольной части, соответствующий при-
мерному равенству моментов в пролете
и над опорами, « ютавляет 0.15...0.2
полного размера I стороны покрытия
Методика подбора сечений перекре-
стных балок и ферм не имеет принци-
пиальных отличий от методики расчета
обычных балок и ферм. Для ориенти-
ровки следует иметь в виду, что экви-
валентная нагрузка на перекрестные
6.1. Перекрестные балки и фермы:
б - картина деформаций покрытий из балок, п г.'Тки связанных между
use rm I перекрестных ферм ’ треугольная сока перекрестных ферм
Рис 6.3. Узлы пересечения
а—двутавровых балок- б—ферм с . “"жяяии из
парных vrnjiKOB
балки и максимальные изгибающие
моменты составляют примерно 50...60%
от аналогичных величин для простых
балок. Следовательно, высота пере-
крестных балок может составлять около
0,7...0,8 высоты простых балок, а высота
перекрестных ферм — 0,6. ,,0,7 высоты
обычных ферм.
Особенности металлических пере-
крестных балок и ферм. Перекрестные
балки двутаврового сечения имеют вы-
соту Л =//24...(/30 Узлы пересечения
конструируют так, чтобы разрыв полок
компенсировали накладки, а разрыв
стенки езарные монтажные швы
«втавр» (рис 6.3,а). Накладки рас-
считывают на продольное усилие N—
= M/h (где h— полная высота бал
ки). а швы в стенке — на сдвигающее
Рис 6 4 Дерепяниые перекрестные Ладки '
н фепмы (в) с мичсскимв утяъгЫМ'-’ -..ип
у i плие Q, равное поперечной силе I.
резанной балки в рассматрнм л>w
V эле.
Металлич«<кие перекрестные фермы
проектируют. цак правило, с пар* 1
и- 1Ы'ычи понсами. выси гой примерно
ft^f/14 ..//18. Перерезанные полки по-
ясов компенсируют горизонтальными,
стенки вертикальными фасонками
(рис 6.3.ftI
Особенности деревянных перекрест-
ных балок и ферм. Перекрестные балки
o’ i. Перекре - vto-сп
в виде пакетов склеенных досок полу-
чили признание не только как рацио-
нальная конструкция, но и как вырази-
тельный элемент интерьера с глубоко
ксссонированным потолком. Перекрест-
ными балками перекрывают пролеты
от 12 до 24 м с шагом 3 ..6 м. Высоту
балок назначают в пределах //16...//20
Одно из решений узлов пересечения
основано на перевязке слоев досок.
К недостаткам этого узла относится
необходимость выполнения склеивания
непосредственно на монтажной площад-
ке (построечное изготовление). Другие
способы предусматривают использова-
ние металлических узловых деталей
(рис 6.4), которые рассчитывают на
усилие N=M/h (где h — расстояние
между центрами соединительных дета-
лей). На это же усилие рассчитывают
металлические элементы крепления
(нагели, болты, глухари, гвозди, шпон-
ки и др.) к древесине.
Узлы деревянных ферм, пояса кото-
рых пересекаются в одном и в разных
уровнях, показаны на рис. 6.4, в
Особенности железобетонных пере-
крестных балок и ферм. Перекрестны-
ми балками перекрывают пролеты до
30 м (хотя это не предел при облегчен-
ных перекрытиях одноэтажных зданий)
с шагом от 3 до 6 м, высота балок ко-
леблется в пределах //16 .//24 Их
проектируют обычно вместе с плитами.
Покрытие может быть монолитным,
сборным или сборно-монолитным (сбор-
ные плиты, монолитные балки). Пе-
рекрестные балки высотой до 1,5 м де-
лают сплошностенчатыми с постоянной
толщиной 200...300 мм. Дальнейшее
развитие сечения перекрестных балок
высотой более 1,5 м связано с превра-
щением его в двутавровое со стенкой
100... 150 мм и развитыми полками, в
которых размещена основная арма-
тура.
Перекрестные фермы собирают из
плоских ферм или решетчатых пира-
мид, в которых совмещены элементы
нижних поясов и раскосов треугольной
решетки и квадратных ребристых плит,
выполняющих роль верхнего пояса.
Высота ферм составляет //15...//20,
размеры перекрываемого плана доходят
до 50X50 м.
Соединение элементов сборных пе-
рекрестных балок и ферм выполняют
с помощью сварки металлических за-
кладных деталей с последующим за-
моноличиванием стыков. Арматура,
проходящая в каналах нижних полок
балок или поясов ферм, напрягается
одновременно в двух направлениях с
заполнением каналов раствором после
анкеровки стержней.
Сборные покрытия выполняются из
железобетонных или армоцемснтных
тонкостенных коробчатых элементов
(рис. 6.5). Стенки и днища квадратных
в плане коробов со сторонами от 1 до
3 м армируют сетками. Основная ра-
бочая арматура укладывается между
деталями коробов в замоноличиваемые
пазы.
Сборные кессонные конструкции
способны перекрывать пролеты до 60 м
при высоте коробов от //20 до //30
6.2. ПЕРЕКРЕСТНО-СТЕРЖНЕВЫЕ
П POCTPAHCTB ЕННЫ Е
КОНСТРУКЦИИ (СТРУКТУРЫ)
Структурами обычно называют сис-
темьГ стержней, сходящихся в узлах
и расположенных в пространстве в
строгом геометрическом порядке
Структурно организованное простран-
ство можно представить в виде множе-
ства неделимых ячеек (своего рода
«атомов»)— элементарных многогран-
_ников - тетраэдра, куба, некоторых
пирамид и др. Наглядное представле
кие о простейшей структуре лает еле
дующее построение. Плоская ортого-
нальная сетка, состоящая из стержней
длиной а, соединенных между собой в
узлах, служит основанием для построк
ния на ней множества четырехгранных
пирамид, ребра которых имеют ту ж<
длину о. По вершинам пирамид укла
дывается вторая ортогональная сетка.
Pt r fin И - i.irypi- формование двух пирамидальных павильонов «Космос/- и «Вулкан» «я
Экспо-67 в Монреале,
/ •,.. i . I """""““"ТВ - - стпект>рная KOHcrpvKuwfl: 3- .тр ।«туркам niuia >эльиии «еткой,
4— ектурная п ».та с квадратной . гкой
на ней строится следующий ряд пира-
мид и т. д. При проектировании из
этого структурно организованного про-
странства (рис 6 6. а) выделяют тре-
буемую архитекту рно-констр\ктивную
форму, отбросив лишние элементы Ос-
вобожденную от ненужных стержней
пространственную композицию можно
назвать структурной конструкцией*
Узлы этой простой композиции обла-
дают способностью присоединения 12
стержней одинаковой длины, идущих
в 12 направлениях Из этого же струк-
турного пространства, если рассечь его
двумя параллельными плоскостями,
можно получить решетчатые плиты,
состоящие из двух поясных сеток и
пространственной решетки между ними
При горизонтальных срезах (парал-
лельных основаниям пирамид) образу-
ются квадратные ячейки (рис. 6.6.6),
при наклонных (параллельно граням
* Это не очень Lip><w определение ьже
вошло в строительную терминол огню (см (26].
128])
пирамид) треугольные (рис. 6.6.в).
Число стержней в каждом узле струк-
турной плиты равно восьми (квадрат-
ная сетка) или девяти (треугольная
сетка)
Такие решетчатые плиты (структур-
ные покрытия) получили широкое рас-
пространение в качестве плоских по-
крытий с пролетами до 100 м.
/Р ^Существуют следующие рисунки се-
ток структурных покрытий: геометри-
чески изменяемые (квадрат, шести-
1 угольник}—и геометрически неизменяе-
мые (треугольник, квадрат с диаго-
налью) -Сетки с одинаковым по всей
площади покрытия строением назы-
ваются регулярными, с различным
строением в разны_х зонах покрытия -
нерегулярными Ячейки растянутой
(обычно нижней) сетки рационально
делать более крупными, поскольку они
не испытывают сжатия (рис 6.7. 6.-е).
Сетки часто проектируют разрежен
ними, удаляя некоторые стержни, т. е,
превращая их в нерегулярные (рис
6.7, г).
Возможности «скульптурного» ме-
Рис 6,6 Композиция из трех геометрических сис-
тем (О+2Г, О-гГ и -—04-COS), образую-
щих вертикальные, горизонтальные и наклонные
поверхности без доборных элементов при модулях
a, a->j2 и а\'3 (обозначения О — октаэдр, Т — тет-
раэдр, COS — кубоктаэдрсегмент)
тода объемного решения сооружения
нередко используют для создания выра-
зительных архитектурных форм. Однако
для структур, образованных стержнями
одинаковой длины, построение которых
описано выше, эти возможности огра-
ничены неизменностью углов а наклона
к горизонту граней структурной кон-
струкции, «атомами» которой служат
полуоктаэдры и тетраэдры (схема
1/2 (0+Т). И если архитектура соору
жения требует иных уклонов, прихо
дится при стыковке гр’аней нарушать
стройную геометрию структуры и ис-
пользовать доборные и переходные
элементы.
Композиционные возможности фор
мообразования пространственных
структурных конструкций значительно
расширяются с введением дополни-
тельного размера стержней о-у2. Узло-
вой элемент в этом случае должен
обладать способностью присоединения
18 стержнем. При этом образуются
не только новые углы, но н появляется
возможность перехода от одной смете-
Рис 6JJ Ц]. >ровые и хулсмьмыс формы на осно-
о рим1-.'«-«лА ' доаеказдри и куй,
я pr>Ml. ... Да . чдра. Внутренняя
. • г . (ш • «льны
мы стержней к другой без нарушения
единства структуры (рис 6.8). При-
меры купольных и шатровых компо-
зиций на основе использования воз
можностей 18-лучевого узла показаны
на рис. 6.9.
Дальнейшее развитие форм струк-
турных конструкций может идти по ли-
нии исг1ользования_сгержней трех ти-
поразмеров: а, я а-уЗ. Узловой
эл< чент такой системы должен обла-
дать способностью принять стержни
26 направлений.
Достоинства структурных покрытий
. гэдятся к следующим: пространст
веюгагг'работа при многократной ста-
тической неолрёделимо"сти (многосвяз-
ности системы), гарантирующая пере-
распределение усилий в стержнях при
внезапном разрушении некоторых из
них; однотипность узлов и стержней;
примерно двукратное по сравнению с
плоскими фермами снижение строи-
тельной высоты конструкции; облегче-
ние кровельного покрытия и подвесных
потолков благодаря частому располо-
жению опорных точек в узлах; легкая
приспособляемость к планам сложным
и с нерегулярной расстановкой опор;
выразительность Ь интерьере и при вы-
носе конструкций на фасад.
Недостатками структурных покры-
тий, порой диалектически сопряжен-
ными с их достоинствами, являются-
сложность узлов и высокая требуемая
точность их изготовления; неизбежные
«люфты» в многочисленных соедине-
ниях (исключая сварные).
Структурное покрытие является пре-
жде всего стержневой (решетчатой)
плитой и поэтому основные принципы
проектирования сплошных плит спра-
ведливы И ДЛЯ НИХ.
1 Наиболее выгодной формой пря-
моугольных плит является квадрат
ная.
2. Чем чаще расположены опоры ио
контуру плиты, тем лучше, хотя поль-
за от слишком частого их расположе-
ния становится незаметной. В наихуд-
ших условиях работает плита, опертая
но'углам (рис. 6.10, а) или в серединах
сторон со свисающими углами (рис
6.10,6)
3. Эффективен конструктивный при-
ем постановки опор с некоторым от-
ступом от контура покрытия (рис. 6.10. <Э)
Образующиеся консольные свесы спо-
собствуют снижению величин изгибаю-
щих моментов в пролете, причем созда-
ется самостоятельный планировочный
модуль, четко поддающийся блоки-
ровке с другими подобными моду-
лями
Pm. 6 lf1 Эпюры изгибающих so« . • i шг-тлсй плите при различию up я г.
ж|. ппкозанных ннж*' в умс«*. kt ititti fcc (опцинаты >, -..-мальмы» .
ножа» КуЗффНЦ. <1 Qf2 ’О »- “»>«» „||[Г1 .)««»> |
Областью максимальных усилий в
стержнях верхней и нижней сетик яв-
ляется не только область м>н..нмаль
ных пролетных моментов Значнтель
ные усилия развиваются в гемснтах
сетки, примыкающих к опорам, осо-
бенно точечным, над которыми обра
зуются острые (хотя и узкие! пики мо
ментов В этой же зон*4 сильно насру
женными оказываются элементы про-
странственной решетки раскосы К
существенному снижению усилий в них
приводит использование канителей,
образованных стержнями этой же счс
темы (рис. 6 II) Неудобства, связан
ные с наличием капителей, уменьше-
ние габаритов помещения и сопраще
ние возможностей размещения подвес
ного транспорта Когда эти помехи
недопустимы по архитектурным и пи
функциональным требованиям, приме-
няют встроенные или надстроенные ка-
пители (рис. 6 11,8 д. е).
Приближенные методы расчета
структурных покрытий основаны на
аналогии между решетчатой и сплош-
ной плитами, допускающей тамену
стержневой сист ’мы изотропной пл а
стиной Это позволяет использо«ат’-
богатый арсенал формул я таблиц хтн
расчета плит. Расчет выполи шот в
этапа Сначала пи готовым фстт, 1
для сплошных плит находч >*-in«u н.
моментов «И*. Мь и •' " '•<е|"Ч1н<'
сил Q, и Q,,. итптся их к к>лн,*и ж
ничной ширины Затем псресчитым» ।
эти величины в усилия V в - п ожнях
по следующим формулам:
V1 =____ЛС — —
« = - N — — M V2.
(6.1)
1',= - W„ - -«?, + <?,) »/y2.
Nl =-JV,=-(ЗМ,— M„)/2/2.
«,=—ws=_
Na=—Nt= -(/И,—
(6.2)
W«=—W„=—(Q.tS—Q,>6/2V2/3
%=- w„=(<г,л'з+qJ t/avn
При необходимое’ ! нахождения ве-
личин прогибов структурного покрытия
приводится для каждого конкретного
типа решетчатой плиты определять уп-
ругие эквиваленты цилиндрической
жесткости D, жесткости на кручение
Dtcr, коэффициента Пуассона v и па-
раметра 5 дифференциального уравне-
ния пластины. Нужные формулы мож-
но найти в (26] и др.
Особенности металлических струк-
турных покрытий. Металл является ос-
новным материалом структурных по-
крытий Этому способствуют такие ка-
чества металлических конструкций,
как возможность использования высо-
копроизводительных механизированны х
процессов изготовления узлов и стерж-
ней при высокой точности исполнения.
Структурные покрытия из металличес-
ких стержней требуют минимальных
трудозатрат при монтаже. Будучи пол-
ностью готовыми для сборки, элементы
нуждаются только в сбалчивании, ко-
торое можно выполнять на уровне пола.
Металлические покрытия сборно-раз-
борные, они обладают способностью
повторного использования конструкции
в целом или ее составных элементов
(узлов, стержней).
Стержнями металлических структур
служат трубчатые или открытые (швел-
леры, уголки) профили из стали или
алюминиевых сплавов. Конструкции
узловых элементов чрезвычайно разно-
образны. Для трубчатых элементов на-
иболее логична конструкция узла, где
главным соединительным звеном явля-
ется болт, соосный со стержнем и ра-
ботающий на продольные усилия. Су-
ществуют две компоновочные схемы
этого узла: болт, выходя из трубчатого
стержня, ввинчивается в узловой эле-
мент; болт, выходя из узлового эле-
мента, ввинчивается в трубчатый стер-
жень.
По первой схеме выполнен изобре-
тенный в довоенные годы в Германии
узел «Меро», отличающийся универ-
сальностью и простотой монтажа и
считающийся наиболее совершенным
из всех существующих, а также соз-
данные на его основе «МАрхИ» (СССР)
и «Веймар» (ГДР). Вторая схема ис-
Рис 6.11 Варианты опирания структурной плиты мялитетяу
;_с капителями из стандартных стержней, д , Д,~ сочс”Хртт..тюS
„а1,,.ин снопы нижней сетке структурного покрытия — через одноярусну
пользована в уз чах '«S (Япония),
«Октант» (СССР) и др
Болты, работающие на срез, исполь-
зуются, как правило для присоедине-
ния стержней открытого профиля к про-
странственным фасонкам, например,
штампованным типа «Юнистрат»
(США) или сварным К наиболее по-
пулярным безболтовым соединениям
относятся «Триодетик» (Канада). ИФИ
(ГДР) и «Нодус» (Англия). Полностью
сварные узлы типа «Октаплатте» и
и -Меро.
Рис 6 12 Разновидности металлических у^лов.
МАрхИ я - NS <Ннг->н Стил). г - Октант, д — Октвпл» те. е — ЦНИИСК. ж — Трнодетн!
3 - ИФИ. и — Юнистрат X с иярная 12 itu шчная пространственная фасонка
ЦНИИСК отличаются конструктивной
жесткостью и неподатливостью, однако
требуют больших затрат высококвали-
фицированного труда, связанных со
сваркой на месте монтажа.
Наиболее распространенные виды
узловых соединений структур перечис-
лены в табл. 6.1 и показаны на рис. 6.12
Монтажными единицами структур-
ных конструкций могут быть не только
отдельные стержни и узловые элементы.
Существуют конструкции укрупненные.
например, объемные элементы «Спейс-
Дек» (Англия) или «Пирамитек»
(Франция), представляющие собой
пирамидальные элементы, состоящие из
уголковой рамки верхней сетки и четы-
рех раскосов (рис. 6.13). В СССР раз-
работаны и используются структурные
блоки типа ЦНИИСК «на пролет» 18
и 24 м, при ширине блока 12 м и высоте
1,5 м (рис. 6.14).
Подбор сечений стержневых элемен-
тов выполняют в соответствии с общей
Рис. 6.12. Продолжение
Tot - Гилы узловых соединений структурных конструкций
’’ гречей Тип «-Ое^КИСИКЯ Наименова- ние (зла Страна лучей евг
Тру»$ Mr* ающис 41 Пр- ; v . 1Я И jannSO,- , из стержня в • i Меро МАрхИ Веймар Геобау ФРГ СССР ГДР ФРГ 18 8.12 8 2G б
“ч узла в . тержснь Кокиль NS Октант Франция Япония СССР 8 8 12,18 »
Сварные Октаплатте ЦНИИСК ФРГ СССР 12 8,9 д
БечС'Ч'тпиыр Трнодетнк ИФИ Модус Канада ГДР Англия 8,9 •.12 8 т
Открытые профили БоЛ11>*1Н работающие на срез и прикрепляе- мые к iij -..ранственным фасонкам Юнистраг Кинсер США США ВР 8 8.12 8 «
Сварные .... аевые пирамиды с р<- тьбовы ми и i - «динениями Сг -^с-Дек Пир .1НТ6К Англия Франция 8 8.9 6.13
методикой расчета металлических ферм
(см. гл. 5). Сжатые трубчатые стержни
тем выгоднее, чем больше с i ношение
D/t (где D — наружный диаметр тру-
бы; I—толщина ио стенки). Однако
по условию устойчивости стенки е?
толщина не должна быть меньше D/40
а по условиям выг лнения сварки
меньше 2 мм.
Работа покрытия • значительной
Pin, 613. Объемный дтчент структуры типи
-г'пей< Д ",
1— рамка из угояк-т-. 2 — * им. J— раскос
мере зависит от условий опирания,
которые и определяют его относитель-
ную (ft//) высоту. Модуть а (расстояние
между узлами) находят как h'J2x
sa 1,4142/1 для квадратной сетки или
как ft->/3/2» 1,2247ft для треугольной и,
округляя результат, приводят к общей
модульной сетке здания Изготавливае-
мые серийно отечественными заводами
элементы структурных покрытий имеют
модули 1500, 2000 и 3000 мм
При пролетах 50... 100 м и более, ког-
да модуль 3000 мм перестает соответ-
ствовать пропорциям оптимальной вы-
соты покрытия, приходится переходить
к увеличенным модулям Например,
при строительстве павильона Зоны
Символов размерами 108X291 м на
ЭКСГЮ-70 в Осаке (Япония) (арх.
К. Танге, инж. Й. Цубои) модуль был
принят равным 10,8 м. Применение мно-
гослойных (трех- или четырехпоясных)
структур рекомендовать для таких слу-
чаев нельзя в связи с нерациональным
использованием металла в средних
слоях (в четырехпоясных на них при-
ходится около 30 % усилий от изгиба,
в трехпоясных они практически без-
действуют) .
зобетона и армоцемента основаны i
использовании форм сплошностенча: и
пирамид, чаще всего четырехгранны .
Возможны два способа расположении
пирамид — вершинами книзу и верши
нами кверху (рис 6.15). Каждый из
них формирует свою специфическую
пластику потолка и решающим обр^
зом влияет на интерьер. Это сказыва
стся и на конструктивных решениях
Собственный вег <кН/м*) структур
ных покрытий из стальных труб на
квадратном плане может быть найден
по формуле дсп kl, где коэффициент
k принимается равным 0,01 при кон-
турном опирании и 0,007 ..0,008 при
внутриконтурном. Конструкции И I от
крытых профилей тяжел < на 20...25 %
Алюминиевые покрытия легче стальных
примерно в 2 раза.
Сплошностенчатые структурные
конструкции не типичны для исполне-
ния в металле. Тем не менее известны
примеры создания покрытий в виде
пирамид из алюминиевых лисп» тол
щиной 2...4 мм, обращенные вниз вер-
шины которых соединены гтерукнсвой
сеткой
Структурные покрытия из неметал-
лических материалов. Конструктивные
формы структурных покрытий ИЗ
весных материалов, пластмасс жен
. - Фрагмент «.груюурного покрытия из
. житных пирамиг разработанного
ННИИзП для TF . - ян до 18X1° М ("I
• I шин по г расчетной нагруз,
ХЛ Ml.»’
I .....а» UIHM 1- ы&ш*и жтеш 3-бли» ।
qeiMpcx пира ч ИЛ
\ пирамид, обращенных вершинами
•ипз, сжатой верхней сеткой служат
Ь 1иненные между собой рамки их ос-
• пчций, которым придается необходи-
я жесткость. Нижнюю, растянутую
- •5 образуют стержни, соединяющие
—шины пирамид. Такая схема ис-
1ьзуется для покрытий с пирамидами
стеклопластика (рис. 6.16), фанеры
• других древесных материалов
р/с 6 17)
У пирамид, обращенных вершинами
стержни верхней сетки, новы-
ми работающие на сжатие, заменяют
плитами. Примером могут служить
структуры из армоиементных элемен-
тов (рис. 6 18).
6.3. СЕТЧАТЫЕ СВОДЫ, СВОДЫ-ОБОЛОЧКИ,
РЕШЕТЧАТЫЕ СКЛАДКИ
Сетчатые своды. Конструктивную
схему сетчатого свода составляет си-
стема перекрещивающихся стержней,
образующих цилиндрическую поверх-
ность, опоры которых расположены
вдоль двух нижних образующих (рис
6.19, д, е). Сетчатые своды могут
ОЫТ1 »WI Н ,-1 Ч1ОЙИЫМИ В КиГОПЫХ
оба л! < • • между сибоп F " •
СВ” .И ИМ рный (* |К у -:•••
рныхпокры.е характерно и нн .
вают с' |г, г ।', fI* >i (| .ic 6 19, . ..I
Pan пчии* . ।, г яг |,нл| ', л..1' in.
го свода poilHQ I I I2U лролжуЯ
Ар-нюк— рну в» фирм) сйод з ofcptll
нт . ... » 1 ’-сивая R -авч<м-
ма- ги । и параметров свил
ЧПЖН был . Т-- - -«ЫМ Н 'I П.<, 1Г1ОЛИ
четким полпгяу или надъем петым,
нзс |,.и« к »и ( гргпьчатым. Кроме архн-
тйкту тых мотивов ча выбор профиля
СВ" »,.< .ым» в |иянпе (порой ре-
шающе, j ряд дрJrnx соображений На-
пример» круговому стюду, обладающему
постоянной кривизной, свойственны од-
нотипность -тержнрй или панелей и
ец. юобргзис- уз iob; при параболичес
ком очертании изгибающие моменты
минимальны; лцлнптическнй профиль в
некоторых случаях обеспечивает наи
лучшее приближение ч габаритам тех-
нологического оборудования; стрельча-
тые свод»1 оптимальное решение для
хранилищ сыпучих материалов, .лоот-
ветст’1'-'1 • • гвенного от-
KU i
. > I . . ...ТЫ ф. ; • • <
|X-1 M «II I 1ГН' .1 1 Й I» 1 I l ’IV»
" 1 " • ’ ‘° чр“' • -
।
pl-- 1 ... IIJM .4’11Ч H. >И И-. * >1.1 .1, I
ДОПОЛНИТ- 1ЬНЫХ связях, po.1l> которых
обычно играют кровельные прогоны
Угол а между стержнями сетки н
образующ(свода обычно принимается
равным 60* ±] 5°. Чем больше а. тем
«плотнее» сетка и выше ее несущая
способность за счет повышения рагу.ада
материала w
Приближенный расчет сетчатого
иода основан на прйемс расчленения
его на плоские арки —полоски (рис
6.20), расчетной шириной которых
счита) г ширину b повторяющихся эле-
ментов свода (шаг ребер, сетки, волны).
Арто рассчитывают как двух- или трех
Тпарнйрную соответствующего очерта-
ния (см. § 5.2) на совместное действие
продольной силы Vo и изгибающего
момента М..
При расчете учитывают разгружаю
щую роль торцевых опор (фронтонов
или арок), которые превращают свод
в конструкцию, опирающуюся не только
своими прямыми сторонами, но и всем
контуром Чем меньше расстояние меж
ду ф1» 1нтонами, тем меньше силовые
воздействия на свод, что учитывает
поправочный коэффициент Найден-
ные для арки продольные силы NB и
изгилающие моменты Мо трансформи-
руют в соответствующие силовые
впчцействия на стержни, например,
ЛЛЯ ромбической сетки (рис. 6.20)'
- V. 2sina; Mt=Musina.(6.3)
-дг йф— коэффициент, зависящий от
шага фронтонов или диафрагм, гюд-
рживаюших свод и колеблющийся
между 1 и 2 (табл. 6.2)
Коэффициенты Аф для деревянных
сетчатых сводов
Общую уыойчивость сетчатого сво-
да проверяют по «арочной» формуле
/' 10), в которой ia I принимается
суммарный момент инерции сечения
JT
свода Изменяя угол а, можно рейди-
ровать шаг сетки, снижая или повы-
шая тем самым несушую способность
свода Две другие системы, используе-
мые за рубежом, показаны на рис. 6-23.
Возможно использование некоторых у*>-
лов из арсенала структур, например.
«Триоаетик», ИФИ (см рис. 6.12)
। Деревянные кружально-сетчатые
своды собирают из стандартных эле-
ментов — дощатых косяков (рис. 6.24)
Они способны перекрывать пролеты до
Рис 6 23. Узловые соединения одн..лойных металлических сетчатых сводов.
о_, угювымх фавпякями <ЧСФР] I литыми т мами «Ву.герман» (ФРГ)
Ри 0.24 Кружл,«4 ерниянныхш^ж
а -общий вид б - вариант ни «а 6<‘.-и • • ' -’’J’*- т?с,‘"
24 м, их собирают из элементов за-
водского изготовления, они требуют
минимального расхода стали Неболь-
шие размеры ячеек сетки позволяют
укладывать кровельный настил непо-
средственно на несущие конструкции,
обходясь без прогонов
Кружально-сетчатые своды были
изобретены немецким инженером
Ф. Цоллингером, а арх. С. И Песельни-
ком разработан безметальный вариант
на шипах (рис. 6.24, в). Практикой
установлены оптимальные соотношения
параметров сводов: стрела подъема
а)
Рис. 6.25. Сборные сетчатые своды из железобетонных элементов:
а общий вид н узел свода пролетом 21.5 м из стержней 8X35 см длиной
2 м (СССР), б шестиугольная панель свода пролетом 18 м (СССР. Воро
нежский ИСИ). в — свод i - слетом 30 м из ромбических элементов (Польша)
Рн. 6.2L. Meis 1лича',кий сетчатый свод-оболочка:
. юльны • ржкн; " чипе гержкн. 3— диагонали. 4— явочная днаф-
гяжг* - м ..тент (фопма) вертикальный крайнт. В тоже
. . . •...м точный («унктипоы показан вариант .-<jhh
pai - •
roc
кругового двух шарнирного свода
высота косяка в его cej^-дине
feKfcf/100; длина косяка /, >13/1К;
толщина досок косяка bK<_hK 1,5» но
не менее 2,5 см {обычно 2, 6 см),
прямоугольная сетка (ф=9о°) при-
меняется при I- 12 м, косоугольная
при 1> 12 м; шаг сетки b=0,8...1,5 м
Правильность выбора йк. Ьк. ф и b про
веряют расчетом, определяя напряже
ние в косяках по формулам (3 15)..
(3 17) для сжато-изгнбаемых элемен-
тов. Гибкость X находят по фор-
муле
1=4,9т/4дЛк81па),
где /п— коэффициент, принимаемый
равным для сводов: на болтах - 0,6,
на шипах — 0,75; lcf — расчетная длина
арки свода.
Фронтонные арки собирают из
двух-трех слоев кружальных досок,
располагаемых вперевязку.
Железобетонные сетчатые своды
впервые широко использовал известный
итальянский инженер П--Л. Нерви, В
1935—1941 гг по его проектам было
построено две серии ангаров размера-
ми 100X40X8 м в Орвьето, Орбетело
и на других аэродромах Италии. Ромби-
ческая сетка первых ангаров собира-
лась из прямоугольных элементов дли-
ной 5,16 м Потом их заменили трех-
метровыми железобетонными фермоч-
ками высотой 90 см. В настоящее, время
железобетонные сетчатые своды соби-
рают из линейных элементов или плос-
ких решеток ромбического или много-
угольного очертания (рис. 6.25). Приве-
денная толщина сетчатых сводов проле-
ч [да Iр ппствеиной
1рнс ♦»э>)
,t . и- • It мен i ин
utad)! 1гм,
IK i 1КИ,
It III f}r. лы
,,,, ,i ; ,ii ia-оболочки
цы« лениях: про-
, , ,5ота> цоиер-ч
шП на; I щосом, п,'1
, I . \ . гриме.ки
,„t (ромбически»
• , НН( 1 случае he-
пригодны. Наиболее жесткой геометри
ческой сеткой является такая, где
стержни расположены параллельно об
разующим и направляющим, с pat ко
сами между ними под углом около 45°
Схематическое представление о работе
сетчатого свода оболочки может дать
рис. 6.26, о. Внешнюю нагрузку в ш|>
вую очередь воспринимают арочные
стержни а и пере о а ют бортовым эле-
ментам б. Несущую способность борто-
вых элементов повышают нисходящие
раскосы я, натяжение которых пере-
дается верхнему поясу диафрагмы д и
продольным стержням г сетки, вызывая
в них сжатие Поток усилий от диафра! -
мы н бортовых элементов перетекает в
стойки е и, наконец, в фундамент
Сетчатые своды оболочки выполни
ют. как правипо. из металла. При
выборе узловых соединений учитывают,
что некоторые элементы сетчатой обо-
лочки испытывают растяжение, напри-
мер, горизонтальные стержни б у бор
тов или нисходящие косые стержни в
решетки. Поэтому соединения, пред-
назначенные для восприятия только
сжимающих усилий, в данном гп'час
непригодны.
Решетчатые складки. Решетчатыми
складками называются пространствен-
ные стержневые конструкции, состав-
ленные из плоских ферм, расположен-
ных под углом друг к другу Пояса
смежных ферм соединяются (рис 6.27,
а. б) или, что более рационально,
объединяются (рис 6.27, в, е). Решетка
каждой грани складки подобна решетк₽
плоской фермы с параллельными пояса-
ми. Двух- или трехгранные складки,
образованные двумя или тремя плоски-
ми фермами, называются треугольны
мн или трапецеидальными.
Складки могут быть одни- и много-
пролетными, одно- и многоволновыми
(рис. 6 28)
Рис Ь 30. Схемы разложения вертикальных наг
рузок на усилия, действующие в плоскости скла-
док-
I затяж».
Характерный материал решетчатых
складок - металл. Пролеты решетча-
тых складок не уступают пролетам ферм
с параллельными поясами, хотя практи-
чески рациональным пределом считает-
ся 30...40 м.
Будучи простейшей пространствен-
ной конструкцией, решетчатые складки
по сравнению с фермами обладают по-
вышенной устойчивостью, что позволя-
ет снизить их относительную высоту до
l/is пролета. К их архитектурным до-
стоинствам можно отнести незагромож-
денную межферменными связями верх-
нюю зону интерьера, а также простое и
естественное решение шедового покры-
тия.
Решетчатые складки, как объект
статического расчета, можно рассмат-
ривать в виде наклонных ферм с парал-
лельными поясами и рассчитывать как
плоские стержневые конструкции в со-
ответствии с их геометрической и pai
четной схемами (рис. 6.29).
В треугольных складках вертикаль-
ную нагрузку qx=qb/2, приложенную
к одному ребру, разлагают на две со-
ставляющие — qv , действующую в
плоскости ребра (фермы) и ft, — го-
ризонтальный распор (рис. 6.30):
q« =<?x/cosa; 9j,=?xtga. (6.4)
Для погашения распора устанавли
вают затяжки с шагом а, рассчитывая
их на усилие / =qga. В средних проле-
тах многоволновых складок распоры
взаимно погашаются.
Одна из особенностей расчета скла-
док состоит в необходимости проверки
прочности решетки на действие нагру-
зок; нормальных к их плоскости. В
многоволновых складчатых покрытиях
всегда существует угроза образования
снеговых мешков, перегрузка от кото-
рых может превысить норму в 1,4 раза.
6.4. КУПОЛА РЕБРИСТЫЕ,
СЕТЧАТЫЕ И ПАНЕЛЬНЫЕ
Куполами называют пространствен-
ные конструкции двоякой (положи-
тельной гауссовой) кривизны, перекры-
вающие планы, главным образом кру-
говые или многоугольные, вписанные в
окружность. Купола на эллиптическом
или многоугольном (вписанном в эл-
липс) планах нередки, но не типичны.
По конструктивному признаку купола
делятся на ребристые, сетчатые, панель-
ные и тонкостенные (купола-оболочки).
Ребристые купола. Конструктивной
основой ребристых куполов (рис. 6.31)
служат крупноразмерные, идущие от
опор к вершине, элементы большой
жесткости - ребра. Архитектоника
ребристых куполов подчеркивает кон-
центрацию силовых потоков вдоль глав-
ных меридианов — ребер купола. Реб-
ристым куполам свойственна меридио-
нальная пластика — зонтичные, вол-
нистые, каннелированные формы по-
верхности.
Собственно ребристые купола (рис
6.31, а) представляют собой систему
полуарок, расположенных в вертикаль-
ных плоскостях. В состав ребристого
купола входят также верхнее кольцо, к
которому сходятся концы полуарок, и
нижнее кольцо, на которое они опира-
ются. Диаметр верхнего кольца назна-
чают минимальным, насколько это по-
зволяют условия размещения сходя-
щихся к нему ребер. Но по архитек-
турным соображениям (например, уста-
новка фонаря) диаметр кольца может
быть увеличен Верхнее кольцо, рабо-
О)
•ч
{ Р- , ''
hw.11 .• • . ' " ' ' '
0,1 .............................. ' i I................................
п ’Приятия раш mi > г aim. fi . „ ,Н| иг
1'4 НЯ HiIAHfT- |.<1 • и , । ; ,г . .... , , т, ' ' ' ”1 -
ставления вариантов. Практика пока-
зывает, что чем больше диаметр купола,
тем выгоднее становится ребристо-коль-
Рис. 6.32 Варианты формирования поверхности
межреберных полей ребристо-сетчатого купола:
а — сферическая. 6 — цилиндрическая, в — гипербо-
лическая
цевая система. Ребристо-кольцевые ку-
пола сравнительно малых пролетов
иногда проектируют с жесткими узлами
соединения ребер с кольцевыми эле-
ментами. Такие системы называют
ребристо-рамными (рис. 6.31, в). Они
не нуждаются в диагональных связях.
Ребристо-сетчатые купола (рис.
6.31, г) сохраняют меридиональную
основу построения. Но поля между реб-
рами заполняются сеткой, чаще всего в
виде переплетения второстепенных ре
бер, не доходящих до вершины, и го-
Ряс о 33. Использование сети Чебышева при
построении геометрических ‘хем сетчатых ку-
полов.
а — основное построена б — «перебивка» шв'я^ячей
у вершины, в — введение кольцевых свь»»
lipilVKIWfl)
pi। «читальных кольцевых поясов Пи
добную систему, так называемую «Ки-
витт». с успехом применяют для поло-
гих куполов больших пролетов По
верхность ребристо-сетчатого купола,
будучи в целом поверхностью враще-
ния. способна разнообразить свою плас-
тику в зависимости от очертания и
расположения второстепенных ребер,
образующих сетку между главными
ребрами (рис 6.32).
Сетчатые купола. Большой интерес
к сетчатым куполам объясняется не
только их высокими технико-экономи-
ческими показателями — малой мате-
риалоемкостью, индустриалыюстыо из-
готовления, стандартизацией элемен-
тов, упрощением ограждающих конст-
рукций и др. Они имеют и немалые
архитектурные достоинства, которые
позволяют создавать выразительные
геометрические композиции в интерьере
. - -^атые и it .«
и на фасаде, эффективно сочетая сете-
вой рисунок с многогранностью па-
нельного ограждения.
Принципиальное отличие сетчатых
куполов от ребристых заключается в
отходе от концентрации материала
вдоль меридиональной линии купола и
достижения более равномерного его
распределения по поверхности. Архи-
тектонике их не свойственно ребристое
членение поверхности, более органич-
ны гладкие или мелкограненые.
Проектирование сетчатых куполов
встречается с двумя, в известной мере
зависящими друг от друга, проблемами:
рисунок сетки и конструкция узла.
Идеальная конструкция сетчатого купо-
ла должна отличаться единообразием
узлов и однотипностью стержней или
панелей. Основные геометрические схе-
мы построения сетки сводятся к трем:
сеть Чебышева, проекционная и гео-
дезическая. Кроме этих математически
обоснованных сеток встречаются иные,
произвольные, рисунок которых опреде-
ляется главным образом эстетическими
мотивами. Как правило, это купола
малых форм архитектуры, где вопросы
инженерной целесообразности могут
быть отодвинуты на второй план.
Сеть Чебышева представляет собой
систему ромбовидных ячеек, длины сто-
рон которых одинаковы, а сетевые углы
<р к вершине купола уменьшаются
(рис. 6.33). Теоретически такой сетью
можно покрыть любую поверхность, что
и доказал П Л. Чебышев в своем
мему а ре «О кройке платьев» Одиако
углы ромбов по мере приближения к
вершине купола становятся столь ост-
рыми, что на практике приходится
прибегать к «перебивке" шага ячеек
(рис. 6.33, б).
Ромб с шарнирами в углах — фигу
ра геометрически изменяемая. Поэтому
такой купол нуждается в дополнитель-
ных элементах, делящих каждый ромб
на пару треугольников (рис. 6.33,
в).
Сеть Чебышева рациональна для
сравнительно пологих куполов со стре-
лой подъема ,/<-..,/з диаметра основа-
ния. Примером использования сети Че-
бышева для куполов большого пролета
может служить купол выставки в Брно
(ЧСФР), построенный по проекту
Ф. Ледерера в 1959 г. Один из круп-
нейших в мире, он имел диаметр 95 м
и был собран из наложенных друг на
друга двух семейств неразрезных сталь-
ных труб и образующих ромбическую
сетку. На нее, в свою очередь, накла-
дывали третий слой труб, превращав-
ших ромбы в треугольники.
Проекционными называют сетки, об-
разуемые проецированием на поверх-
ность купола плоской сетки, нанесенной
на основание сферического сегмента
(рис. 6.34) или грань вписанного в
сферу многогранника. Характер рисун-
ка сетки на куполе меняется в зависи-
мости от положения точки, из которой
проецируется плоская сетка.
С помощью метода проекций легко
решается задача переноса любого ри-
сунка плоской сетки на криволинейную
поверхность. Однако непосредственное
его использование для куполбв с боль-
шим подъемом (£> D/6) приводит к
заметному искажению рисунка сетки.
Во избежание этого ври центральной
проекции используют сетки, нанесенные
на плоские грани вписанных в сферу
многогранников. Повторяющийся рису-
нок каждой грани спроецированной
сетки сводят в единый.
Метод центральной проекции при-
меним к разбивке поверхности сферы
на основе любого другого многогран-
ника, например, куба (рис. 6.35).
В последние годы получили рас-
пространение геодезические купола. Та-
кое название им дал Р. Б. Фуллер
(США). Он разработал метод разбивки
поверхности сферы, приняв за исход-
ную сеть геодезических линий*, обра-
зованную 3J большим кругом (рис.
6.36). Все они проходят через вершины
и середины сторон сферических тре-
угольников, соответствующих граням
* Геодезическими линиями на поверхности
называются линии кратчайшего пути между
двумя заданными точками. На плоскости — это
прямые, на сфере дуги больших кругов, на
цилиндре — винтовые линии.
Рн, • 37 Эллиптические геодезические куп . • 1**тз»1
тый (а) и сплющенный /Л4
вписанного икосаэдра. По его системе
построено много куполов в ряде стран
мира, в том числе выставочный купол
диаметром 60,9 м в Москве, а также
двухсетчатый купол диаметром 76 м вы-
сотой 61 м (почти полная сфера') на
ЭКСПО-67 в Монреале
Одновременно с Фуллером и незави-
симо от него систему сферических ку-
полов разрабатывал проф. М. С. Тупо-
лев. Свои купола он назвал «кристал-
лическими», считая икосаэдр, который
был принят за основу дальнейших
построений, кристаллом. У икосаэдра,
имеющего 20 треугольных граней, все
12 вершин срезалис^ с таким расчетом
чтобы получить новый вид кристалла —
32-гранник, состоящий из 12 пятиуголь-
ных и 20 шестиугольных граней. Над-
стройка на каждой из эти? граней
пирамид создавала новое гело
180-гранник и т. д. По прост,,ам Тупо-
лева было построено несколько куполов.
Существует ряд других способов по-
строения геодезической сетки, из кото-
рых наиболее общим является способ
наклонных образующих, применимый к
любой поверхности вращения. Крите-
риями для сравнения решений каждого
из различных способов могут служить
два признака идеальной сети — одно-
типность узлов и одинаковая длина
стержней. Конструктивно узлы всегда
сложнее чем стержни, и поэтому со
ображения однотипности узлов ставят
на первое место.
Любая сетка может быть перенесена
со сферической на другую поверхность,
например эллиптическую (рис 6.37)
Сохраняя основной геометрический ри
сунок, можно скомпоновать сложные
пространственные сетчатые оболочки
(рис. 6.38). Разнообразие их неисчер-
паемо.
Увеличение размеров сетчатых купо-
лов приводит к необходимости усиле-
ния сечений их элементов и ужесточе-
ния узлов. На некотором этапе развития
становится необходимым переход к
двойной сетке Двухслойные купола
представляют собой два сетчатых купо-
ла, вставленных один в другой н соеди-
ненных между собой системой связей.
Структурная основа двухсетчатых
куполов та же, что и перекрестно-
стержневых (структурных) покрытий.
Рис 6.18 Составние купола из к • >авилыи« •
многогранников
Рис. 6.39 Купола с панелями в виде ромбов, согнутых по диагонали (с) или в виде гипаров (6)
Рис 6 41. Сферический купол из фанерных листов
Несмотря на прямоугольные очертания листов,
точки их соединения междду собой расположены
в вершинах треугольных граней многогранника,
вписанного в сфер''
Рис 6 40 Двухпоясный купол-
/ наружный пояс — треугольная стержневая сетка,
2— внутренний — шестигранные пирамиды из треу-
гольных панелей
И все те геометрические соотношения в
схемах сеток и соединительной решетки,
которые существуют в плоских покры-
тиях, остаются в силе и в куполах,
с той лишь разницей, что сетки распо-
лагаются не на параллельных плоскос-
тях, а на эквидистантных (равно-
удаленных друг от друга) поверхностях
двоякой кривизны.
Панельные купола. Рассмотренные
выше сетчатые купола представляют со-
бой пространственную стержневую си-
стему, поддерживающую ограждающие
кровельные конструкции. Но если поля
(замкнутые площади между стержня-
ми) заполнить жестко состыкованными
между собой панелями, то нужда в
стержневых элементах сетки отпадает.
Сетка как бы дематериализуется, оста-
ваясь только геометрическим понятием.
Возникает новая, обладающая высокой
жескостью конструктивная система —
сплошиостенчатая, граненая (рис.
6 39) Раскрой панельных куполов в
основе своей не отличается от раскроя
куполов сетчатых.
Одно из достоинств панельных ку-
полов как пространственных конструк-
ций состоит в том, что в них полностью
реализуется положительное качество
последних вовлечение в работу по
восприятию усилий ограждающих кон-
струкций. Панели часто делают неплос-
кими, сгибая их по диагонали в мериди-
ональных направлениях или придавая
им форму гипаров.
Сочетание сетчатого купила с па-
нельным, наподобие сводчатых систем,
изображенных на рис. 6.19, позволяет
создавать весьма устойчивые про-
странственные конструкции двухпояс-
ных куполов (рис. 6.40)
Панели могут быть выполнены из
металла, древесных материалов, желе-
зобетона, армоцемента, пластмасс. Из
вестны примеры геодезических панель
ных куполов небольших размеров из
листов фанеры (рис. 6.41) и даже
картона.
Рис 6 42 Складчатыи стержневой купол с про.1'
ранет венными ребрами
Рие Ь.43 Узлы опирания 1етал.пиче.ских ребристых •.полов
ку|- тя 4 шарю тан>--" я< эра
чктыс ребра купола; . качаю-пзяся опора
а — на железобетонную колонну. б. в на ст i mi
Складчатые купола стержневой кон-
струкции состоят из ряда ребер в виде
пространственных трехпоясных ферм.
Один из вариантов такого купола на
12-точечных опорах представлен на
рис- 6.42.
Особенности металлических купо-
лов. Рекордные пролеты ребристых
стальных куполов превышают 200 м.
Ребра куполов выполняют сплошно-
стенчатыми высотой Л = 0/100. О/150
или сквозными высотой /1=0/30.-0/60
Сечения и конструкции ребер анало-
гичны силошнистенчатым балкам или
фермам. Высоту сечения кругового или
многоугольного нижнего кольца при-
нимают равной '/iu...l/is шага колонн,
ширину /. высоты. Верхнее кольцо
проектируют круговым, из согнутых
профилей (двутавров, швеллеров) или
составного сечения. Узлы сопряжения
ребер с нижним кольцом и опорами
показаны на рис. 6.43. Связями между
ребрами ребристых куполов служат
кольцевые прогоны, по которым укла-
дывают кровельный пастил, и диаго-
<5660
Piir fi4K Металлические сетчатые оболочки n.
гя, допой кривизны ни прямоуголь-
ном плане
а -• ни of .-. чка выст—ro-iuv.v навил... •
г>| чСч-i- (Ф icaepep. 1 , б — модель “»
f iTiHia н г пне -1ЧКН с диафрагмами в »“ •
мекткыхф >. '>>ф Пагано. Ит’?ия),/-
otiojiu-m. ? диафрагма ?— опора
нальные связи, которые можно уст
на вливать не в каждом секторе
Стержни сетчатых куполов, в боле
шинстве своем центральна-сжатые, ра
ционально проектировать трубчатыми.
Не исключается возможность игнолк-
зования открытых профилен, в том чле
ле холодно гнутых. Узловые .к менты
куполов имеют мног» общего с узло-
выми элементами цилиндрических сет
чатых гве-дов Но к ним предъявляются
более сложные требования, что вызы
влстся не только двоякой кривизной
их повергноси, НО и непостоянством
углов между стержнями, сходящимися
в \"1.пс. По этой причине ,ия сетчатых
куии.,|Ов не подходят узлы с нерегули-
руемыми углами Полной свободой из-
менения углов оттичается удея «Цейс
(рис. 6 44). чгрлничениой — узел «Дю
I Шато» и возможностью поворота на
I небольшой (до 6°) за гчет пластнчес
кого деформирования узлового элемен-
та или стержня узлы ЦНИИПСК
и «Трнодетик» (см рис 6.12. ж)
Для панельных куполов часто ис-
пользуется схема сетки Чебышева с
ромбическими панелями (рис 6.45).
Каждая панель состоит из двух тре-
угольных листов, объединенных в ромб
фальцевым стыком но диагонали мери-
дионального направления. Кольца ши-
ротного направления, идущие вдоль
коротких диагоналей ромба, выполня-
ются из прямых или изогнутых стерж-
ней Материалом панелей чаще всего
служат алюминиевые сплавы. Известны
примеры панельных куполов с другим
рисунком швов, например купол i
Лонгвью (США) с диаметром основа
ния 91,5 и высотой 25,9 м, собранный
из 15 рядов трапециевидных панелей
с выштамлованными вертикальными
ребрами жесткости. Оболочка этого ку-
пола из листов алюминия толщиной
3,18 мм тончайшая в мире Она со-
ставляет 1' 8ооо пролета.
Собственный вес (кН/м2) стальных
куполов (при h/Dpa\{b и диаметрах
от 36 до 120 м) можно- определять по
формуле
g, в —/0,25...0 35)+£>/200. (6.5)
Вес алюминиевых куполов примерно
вдвое меньше.
К сетчатым куполам близки по кон
струкиии пологие сетчатые покрытия
положительной гауссовой кривизны на
прямоугольном или многоугольном пла-
не В последние годы в мировой строи-
тельной практике они стали нередкими
и считаются новинкой, хотя первые в
мире сетчатые оболочки двоякой кри-
визны были использованы В Г Шухо-
вым еще в 1898 г для покрытия
цехов Выксунского овода (см рис.
1.11, е).
Металлические сетчатые покрытия
состоят из оболочки и диафрагм, под-
держивающих их контур и опирающих-
ся на колонны (6 46).
Увеличение пролета пологих сетча-
тых покрытий ведет к появлению вто-
рого пояса. Например, стальная сетча-
тая оболочка 132X 132 м Олимпийского
Дворца спорта в Мехико (рис 6.47)
имеет два стержневых пояса, соеди-
ненных между собой пространственной
решеткой в виде пирамидальных сек-
ций 11.9X11.9 м Крупноячеистая сет
ка несущей конструкции покрыта сет-
чатыми панелями с поверхностью
гипара из алюминиевых трубчатых
стержней с узловыми соединениями
типа «Триодетик» (см. рис. 6 12, ж)
Таким образом, в этом интересном >
оружении встречаются два типа сеток
(положительной и отрицательной кри-
визны), два материала (сталь и алю-
миний) и две конструктивные системы
(гибкие пояса и жесткая решетка).
Контур оболочки поддерживается мощ-
ной криволинейной балкой, опирающей-
ся на радиально (по отношению к
центру сферической поверхности купо-
ла) направленные стойки. Подкосы, ви-
димые на рис. 6.47, а. декоративные и в
работе конструкции участия не прини-
мают.
Особенности деревянных куполов.
Купола — наиболее распространенный
вид пространственных деревянных кон-
струкций. Из дерева проектируют и
возводят купола трех конструктивных
разновидностей: ребристые, сетчатые и
тонкостенные (типа оболочек) Наибо-
льшими размерами отличаются ребрис-
тые купола с дощатоклсеными ребрами
Ими перекрывают пролеты от самых
малых до превышающих 100 м Круп
нейшнй в мире деревянный купол реб-
ристо-сетчатого типа с диаметром ос-
нования 161,5 м и высотой 47,8 м по-
строен в г. Такома (США), в 1983 г.
Спроектированный по системе Кивнтт,
он имеет шесть главных ребер из паке-
тов клееной древесины и узловые соеди-
нения на стальных накладках. Специа-
листы полагают, что пролеты таких ку-
полов могут достигать 200...250 м В
подтверждение этого был разработан
реальный проект покрытия стадионов
четырех американских городов куполом
257 м со стрелой подъема 76 м (рис.
6 48).
Одно из ценных с точки зрения
архитектуры качеств клееной древесины
как материала ребристых куполов со-
стоит в почти безграничных возмож-
ностях гнутья ребер, позволяющих
придавать деревянным куполам самые
разнообразные формы (рис. 6.49, а. б)
Несущие элементы ребристых и реб-
ристо-кольцевых куполов обычных (до
40„.5и м) пролегов в виде полуарок
из пакетов склеенных досок устанавли-
вают с шагом 4,5...6 м (у нижнего
опорного кольца). Высоту сечения полу-
арок ребристых куполов назначают в
пределах '/ "во диаметра основа-
ния. Верхнее кольцо обычно делают
металлическим, усиливая при больших
его размерах диаметральными распор-
ками. Нижнее опорное кольцо, укла-
дываемое на стены или колонны, про-
ектируют в соответствии с общим кон-
структивным решением сооружения из
железобетона или стали. Соединения
рсбер с нижним кольцом и варианты
сопряжения с верхним показаны на рис.
6.50 При передаче распора фундамен-
там или прилегающим массивным кон-
струкциям нужда в нижнем кольце
отпадает.
Ограждающие конструкции в виде
дощатых щитов или фанерных пане-
лей укладывают по кольцевым прого-
нам. При устройстве сплошного настила
доски располагают в два слоя — про-
дольном и косом.
1««« - . . звания 257 м.
Я— нижннй тки •
меры панелей оп|- деляют технологичес
ними я транспортными условиями
Нагрузку от собственного веса де-
ргвяпных куполов определяют по фор-
v.."с (5 2), при» мая Асв равным
10.. 1.1 -я тонкостенных (типа оболо-
чек), Я 12 для кружально-сетчатых,
3. ' i.n р--5рис-ых из клееных полу-
аро- 2 1 тля кл*’ных сетчатых.
Расчет куполов. Основными расчет-
ными нагрузк} чи 1ля куполов являют-
ся собственны' - снег и ветер
Для каж» и-., строительного мате-
пиала < ri' чный вес купола опрс-
ле 1я?тся по эмпирическим формулам.
• I (5.2) I (6 5), в зависимости
п •та и внешних нагрузок. Ha-
rp)- собственного веса считается
р.1 ной г । поверхности купола
и р-д. •- «н.енгизностн (Н/м2) опе-
ре.»; » ,».ст пролета (нередко в квад-
Р»ть. 41 эй пропорции) Поэтому для ку-
г.г. ших "ролстов приобретает
гм j 1 иен1 1 легких материалов.
Ветровое давление вызывает в купе-
CJ Г|рир>рь lt)«. впили» ISllu.iuo усложненных форм
. Ф| - а—купол над кочегаркой в *- Лорвилле, Франция
лах значительные усилия при и к высоте
f более — диаметра D основания Оно
становится решающим при высоте ку
пола, превышающей D/2 В пологих
куполах (f<D/4) отсасывающее дей-
ствие ветра преобладает над активным
давлением, и если оно в сумме меньше,
чем постойные вертикальные на1рузки,
то при расчете не учитывается.
Упрощенный pacMi । ребрпсп -о кц
пола на вертикальные осесимметричные
нагрузки сводится к рассмотрению его
как системы плоских арок, пересекаю-
щихся в вершине. Грузовыс площади
каждой полуарки можно считать тре-
угольными (рис. Ь.52, а) Опорные
реакции составят;
F„=9DV(24n; F ~qDH (6.6)
где <7=9jnD/n: а интенсивное гь
равномерно распределенной нагрузки,
кН/№, п число полуарок в куполе.
В зависимости от способа присоеди-
нения к верхнему кольну шарнир-
ного или жесткого - арки работают
как трех- или двухшарнирные. Распор
арок воспринимает нижнее опорное
кольцо, которое рассматривается как
условная затяжка, общая для всех
арок, образующих купол
Растягивающее усилие »,пу и ниж-
нем кольце равно
\(яа Fhn 2n);vFt /> (6.7'
ыс 4 тентральный vn i межд)
полуарками
Условие прочности нижнего кольцо.
о - (6.8)
Усилие в верхнем кольце Л\ир по
абсолютной величине равно Л',. уси-
лию в нижнем кольце, но отличается
знаком —оно сжато Поэтому необхо-
дима проверка его устойчивости Кри-
тическое сжимающее усилие в кольце
равно
•. =3£Vrs, (6.9)
где - момент инерции площади сече
ния кольца относительно вертикальной
оси у—у (рис. 6.52, в); г — радиус
кольца.
Условие
кольца:
Vrr>(1.2 I k
Расчет ребрис-п гмы.с»м t •
основан на предположении. чт
ярус кольцевых связей।
условной затяжкой Это ..«it и . ' .
пость рассматривать кам ш , ।,
!\EpOKKdK плоскою арк\ С Ы.-.КО . I
ла; 2) расчет элементов сетки, как си-
стемы перекрестных балок, арок или ни-
тей (в зависимости от их расчетной
схемы)
Ребристо-рамные купола с точки
зрения строительной механики пред-
ставляют собой пространственные ра-
мы, расчет которых выполняют по мето-
дике, разработанной для циклически
симметричных рам [28, с. 305] -
При вертикальных осесимметричных
нагрузках продольные усилия в каж
дом ребре у ребристого, ребристо
кольцевого и ребристо-рамиого купола
Рис 6.53. Схема разложения погонных усилий
ч,„ и пк на усилия .¥ в стержнях треугольной сетки
почти одинаковы. Но при дг |ствии вет
ра или односторонней снеговой натр) 3-
ки усилия в ребристо-кольцевом куполе
заметно уменьшаются по сравнению
с ребристым Жесткие ) ичы ребристо-
рамного купола делают чту разницу
еще более заметной Кроме того, жест-
кость узлов способствует снижению
изгибающих моментов в ребрах при-
мерно на 15 % по сравнению с реб-
ристо-кольцевыми. где кольца шарнир-
но соединены с ребрами Прочность
ребер купола и устойчивость их в
мериодиональной плоскости проверяют
по формулам для арок. Расчет проч-
ности и устойчивости кольцевых эле-
ментов выполняют в зависимости от
знака их усилия и начальной кривизны
по формулам для центрально или вне-
центренно сжатых или растянутых
стержней
Расчет сетчатых, луполое как стерж-
невых пространственных конструкции,
состоящих из множества стержней и
узлов, доступен только ЭВМ, програм
мы для которых разработаны и у< леи
но работают- Однако, отличаясь рав-
номерным распреде.ч-нисм материала
по всей поверхности в виде сетки из
элементов примерно одинаковой л ины
и жесткости, сетчатые купола как
объект статического размета мо«ут быть
уподоблены тонкостенным оболочкам с
упругими и прочностными показателя
ми, приводимыми к спзошностенчатым
снстинам. Это дает основание исполь-
зовать формулы безмоментной теории
тонких оболочек (см. приложение 21)
и, разложив погонные меридиональные
«и, кольцевые лк и касательные усилия
ns, вычисленные по формулам вида
(7 9) и (7 10), на соответствующие
направления элементов стержневой
сетки, найти в них продольные усилия.
При треугольной, примерно равносто-
ронней сетке (рис. 6 53). они равны:
= а(3п - п 1 1.3- /6.11)
\ =а(лм 4-л у’з)/ , /б 12)
1 =a(nv — n \1з)/ ,3. /6 13»
где а усредненная длина стержней
сетки.
Устойчивость стержней сетчатых ку
полов считается обеспеченной, если мо-
мент инерции I сечения в радиальном
направлении удовлетворяет условию:
l^a(2nur/E)~j, (6.14)
где г—радиус кривизны купола.
При действии местной сосредоточен-
ной нагрузки, нормальной к поверх
моста, возможно «прощелкивание» уз
- Оно нс будет иметь места, если
о7(|Г)<9. (6.15)
где I радиус инерции сечения стерж
ня
ГЛАЗА Г
ТОНКОСТЕННЫЕ ОБОЛОЧКИ
7.1. СВОДЫ
Сводом называется пространствен-
ная конструкция с постоянным криво-
линейным профилем и прямолинейными
направляющими. Две из них (как пра-
вило. краевых) служат его опорами.
Профиль свода может быть очерчен
любой выпуклой кривой Если линия
продольного разреза прямая, свод счи-
тается гладким, если волнистая или
зубчатая, то волнистым или складча-
тым. Характер статической работы сво-
да арочный. Распор должен быть вос-
принят либо опорами (стенками. пс«-
точным фундаментом и т п.). либо за-
тяжками.
Гладкие своды (см рис 6J9. а}
сплошного сечения, которые в прошлом
повсеместно возводили из камня или
кирпича, теперь встречаются как ис-
ключение
Волнистые и счлидчатые ^воды (см
рис. 6.19, б—г) отличаются тем, что
повышение их изгибной жесткости до-
стигается развитием профиля продоль
нот (вдоль образующей) сечения сво
да. который может быть криволиней
ным или складчатым (треугольным или
трапециевидным)- Своды этого типа
чаше всего выполняют в же 1сзибетоне
армоцементс и пластмассах, в част
кости стеклопластике Волнистые «
складчатые своды из железоб«тона или
армоцемента ртличаютгя легкостью и
экономичностью. Приведено*^ п>.8щина
стенок составляет примерно ' про
чета. Диапазон их пролете™ 12 до
100 м и болге (рис 7.1) со стрелой
подъема ы... , ю пролета. Железобе-
тонные твиды оольших пролетов реко-
мендуется выполнять сборными из
одинаковых (прямоугольных или кри-
волинейных) элементов шириной 1,5—
Ч м и длиной до 6 м (рис. 7 2). При про-
четах до 24 м своды собирают из двух
половин. В сборных тонкостенных эле-
ментах большой ширины предусматри-
вают поперечные диафрагмы, затяжки
или распорки, обеспечивающие устой-
чивость поперечного сечения Плоские
плиты подкрепляют ребрами высотой
12. .15 см шагом 30...50 см.
Практикой установлены следующие
оптимальные соотношения размеров
ВОЛНИСТЫХ И СК.ШДЧЗТЫХ сводов при
стреле поит ма от '/2 до ; щ пролета:
ширина волны *=1,5—2 м, высота
профиля -’/ео пролета, тол-
щина монолитных оболочек от 5 см и
выше, сборных - 3.. 4 см (армоцемент-
ные волнистьи г-шели, выполняемые
машинным еппгпбпм вибпоформования,
могут быть тоньше; Оболочки панелей
армируют сварными сетками 3...4 мм
г ячейками 20X20 см, а торцевые
ребра сварными каркасами. Торцы
стыкуемы* ч у'ппп элементов сборных
СВОДОВ Си 1НЯЮ1 Мс/лду собор С ПО-
МОЩЬЮ на к л, no h привариваемых к
закладным деталям, или выпусков ар-
матуры с последующим замоноличи-
ванием (рис. 7.2, в)
Волниста»- своды принадлежат к
наиболее распространенной разновид-
ности конструкций покрытий с приме-
нением пластма« Перекрываемые ими
пролеты доходят до 40 м Основным
конструктивным материалом служит
полиэфирный стеклопластик, к одному
из достоинств которого следует отнести
светопроницаемость, достаточную для
тот чтобы обходиться без световых
проемов
Однослойные ребристые своды лег-
кового профи тя из стеклопластика
предназначаются для неотапливаемых
зданий без фонарей пролетом до 20 м.
Элементы свода толщиной от 2 до 5 мм
формуют контакте «м способом в виде
одно- и многовол новых профилей
а чанной кривизны шириной 0,75..
1,5 м с высотой волны до 0,6 м Из
них собирают своды обычно трехшар-
нирной схемы.
Приближенный метод статического
расчета (ладких, волнистых и склад
чатых сводов основан на приеме рас
членения их на ряд плоских ярок, рас
четной шириной а которых "читают
ширину повторяющихся эле . ентов сво-
да (шаг волны, ребер или сетки) или
же (в случае гладких сводов) единицу
длины вдоль образующей. Полосы рас-
считывают как двух или тре •и дрнир-
ные арки соответствуют. г » профиля
(см. § 5.2).
Основными условиями, д тощими
такой подход правомерным i зляются
равномерное загруженме с> /ха по всей
его длине и отсутствие местные под-
креплений в виде промеж томных стен,
диафрагм и т. п. Ограничивая свобод-
ные прогибы свода . нагрузкой,
они оказывают на него примерно т№₽
же влияние, как коротки t ( ,• шы на
плоскую плиту', опирающуюся на пве
длинные. Свод. к< п и плита, оказывай-
ся опертым по контуру (ри 7.3),
его деформации j кра^в онют, и
рассматривать свод как ст т плос-
ких арок можно только ри значи-
тельной его длине В. иревы -ающей
длину арочной дуги S прш • . j в 2,5
раза. Более короткие своды приходится
рассчитывать как пространственные
конструкции или же учитывать влия
ние промежуточных или торцевых фрон
тонов и диафрагм вв< »ени» м п1 травоч-
ных коэффициентов, обоснованных
уточненными расчет ши
Пространственный характер работы
свода, как и в случае с плитой (см
§ 6.1), ставит конструкцию в более
благоприятные условия использования
ресурсов несущей способности. Поэто-
му длинные своды усиливают внутрен-
ними диафрагмами, делящими свод на
сравнительно короткие (В/S т\)
участки, поступая при этом так же, как
У длинными плитами, когда их разби-
вают на ряд коротких, опертых по
контуру.
Несущие злементы свода испытыва-
ют сложное сопротивление совмест-
ное действие сжатия и изгиба, для оцен-
ки которою необходимо знать геомет-
рические параметры A, I, IF и i рас-
четных сечений (см. приложение 20).
Они связаны с конструкцией свода и
рассматриваются ниже в необходимых
случаях
Общую устойчивость сводов прове-
ряют по «арочной» формуле (5.10).
Двоякоскладчатыми сводами (см.
рис 6.19, ж) называются такие, по-
верхность которых имеет складки как по
образующей, так и по направляющей
линиям Пространственную геометри-
ческую основу таких сводов образуют
правильные многоугольники abede, рас-
положенные в плоскостях, нормальных
к общей продольной оси, и многоуголь-
ники fghijk. повернутые на половину
одной стороны (рис. 7.4). Каждая пара
смежных треугольников образует не-
плоский ромб с диагоналями, pjrno
воженными в разных пппсхостях Оцна
из диагоназсй материальная, другая
воображаемая Двояк»-, кладчатыи свод
тем устойчив^ чем рельефнее его
поверхность, что достигает ся и спал г,
зованием панелей сравнительно боль-
шой длины. Считается, чю устийчи
вость обеспечена при длине juiai опали
ромбической панели, равной стороне
5.8-угольника, вписанного н полную
окружность свода. Пеплос кие ромбы
представляют собой удобные контуры
для заполнения их панелями в виде ги-
паров (вариант е* из стеклопластика
или армоцемепти
Некоторые двоякоскладчатыс свопы
обладают способностью развертываться
в плоскость. Это свойство может бьыь
успешно использовано при монтаже,
позволяя производить прсдварнтельпмо
сборку треугольных панелей на плос
кой монтажной площадке. При подъеме
комплекта панелей с помощью травер-
сы пли надувного мешка они образуют
граненый свод Такая процедура тре-
бует особой конструкции стыков панс-
|сй, допускающей некоторый их пово-
рот. Обратный процесс (самопроизволь-
ное развертывание свода под нагруз-
кой) предотвращается закреплением
опорных узлов в фундаменте и поста-
новкой по крайней мере одной продоль-
ной (например, т—п на рис. 7.4) связи
Двоякоскладчатые своды, состоя-
щие из треугольных панелей, рассчиты-
Bai г, рассматривая каждую складку
как расчетную полосу арки. Площадь
рабочего сечения свода вдоль образу-
ющий независимо от места проведения
сек.щей линии неизменна. Величина мо-
мента инерции изменяется от 1гЛ,
9 лак ою
(сечение 2—2) до 1тм (сечение 1—1).
В расчет принимают условную при-
веденную величину
bed = 3/min7 Гпв«/(2/пи»+1 ияп) (7.1)
Двоякосладчатые своды, собирае-
мые из ромбических алюминиевых
листовых панелей, согнутых по боль-
шой диагонали, соединяют между
собой болтами или заклепками, по-
ставленными в фальцы на краях пане-
лей. Рекомендуются следующие соотно-
шения резмеров: fe/D=l/5 и t/k=
= I MOO (где k — половина короткой
диагонали панели; I толщина листа).
Приближенный расчет таких сводов ос-
нован на приведении сплошностенчатой
системы к стержневой, причем площади
сечения условных стержней принимают-
ся равными: диагональ ромба
=0,86/, сторона Ar=0,5kt.
Прочность панетей проверяют по
усилию Nc, найденному по формуле
(6.3) Напряжения в диагональном и
стыковых ребрах соответственно равны;
са=5,5NC/Aa < Rc; о, = 2.75Л. /Аг С R.
(7.2)
Структурные своды (см. рис. 6 19, з)
собирают из тонкостенных пирамид
соединяя их вершины стержнями коль-
цевого и продольного или косого (по
винтовой линии) направлений Мате-
риалом пирамид может служить листо
вой металл, фанера, пластмассы, армо-
пемент и железобетон (рис. 7.5).
В результате возникает двухпоясная
система, у которой одним поясом слу-
жит стержневая сетка, другим реб-
ра пирамид, которыми они состыкованы
Ребра пирамид выполняют роль раско-
сов структуры, а их грани - огражда-
ющей конструкции.
Представляет интерес другой вари-
ант структурного свода (имеются при-
меры выполнения их из стеклопласти-
ка), где пирамиды заменены ромбо-
видными в плане элементами с седло-
видной поверхностью - гипарами
(рис. 7.5, в), которые обладают боль-
шей жесткостью формы, нежели плос-
кие грани пирамид.
7.2 ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ
СВОДЫ-ОБОЛОЧКИ
И ПРИЗМАТИЧЕСКИЕ СКЛАДКИ
В отличие от обычного свода опор-
ными линиями ч во да-оболочки являют-
ся не пара образующих прямых, а
концевые или промежуточные дуги про-
филя, конструктивно решаемые в виде
арок, сегментных ферм, фронтонных
стен или фахверков (рис. 7 6)._ Конст-
рукция оболочки состоит ил трех основ-
ных элементов тонкой оболочки (соб-
ственно свода), бортовых элементов и
торцевых диафрагм, ,а для многопро-
"летных оболочек и промежуточных
диафрагм.
Цилиндрические своды-оболочки ха
растеризуются двумя параметрами
пролетом /| считается расстояние между
опорами (торцевыми или промежуточ-
ными диафрагмами), а длиной волны
или шириной оболочки h - хорда, стя-
гивающая концы дуг арок в попереч-
ном сечении. Соотношение парамет-
ров fi н С в значительной мере опреде-
ляет характер работы свода. Чем обо-
лочка длиннее (т. е чем больше /J,
тем ее работа ближе к работе балки
Чем короче, тем она больше напоми-
нает работу арки Оболочки, имеющие
призматическую поверхность, вписан-
ную в цилиндрическую, называются
призматическими складками Сборные
призматические складки монтируют из
плоских панелей.
Своды-оболочки делят на две груп-
пы. длинные и короткие. Установить
границу перехода оболочек из одной
группы в другую можно только услов-
но. Например, железобетонные оболоч-
ки при считаются длинными,
а при /iCfg -короткими.
Длинный свод-оболочку в первом
приближении можно рассматривать как
балку пролетом R криволинейного по
перечного сечения
Однако на самом деле ее работ'
Лг>лее сложна. Рассмотрение поведения
под нагрузкой одного из средних попе
речных сечений оболочки показывает
что с увеличением «балочного» прогиба
Циландт -
оболочки «арочный» ее профиль обна-
руживает тенденцию к разгибанию,
так как распор оказывается невоспри-
нятым (рис, 7.7. а, б). Для противо-
действия этому в состав конструкции
оболочки вводят продольные бортовые
элементы, развитие которых в горизон-
тальном или вертикальном направлении
зависит от профиля оболочки. Чем она
более пологая, тем предпочтительнее
горизонтально расположенные борто-
вые элементы (во внутренних ребрах
многоволновых оболочек, где распоры
смежных пролетов взаимно уравнове-
шиваются, они не нужны). В оболочках
подъемистого профиля распор меньше
и его можно передать вертикальным
бортовым элементам, которые нередко
конструктивно оформляют в виде утол-
щений краев оболочки
Короткая оболочка характеризует-
ся преобладанием «арочного» начала
над «балочным». Некоторое представле-
ние о ее статической работе можно
составить, если оболочку считать глад-
ким сводом, бортовой элемент — бал-
кой, в которую опирается свод, а диаф-
рагму — затяжкой, воспринимающей
распор и одновременно служащей от-
бортовкой юнкой оболочки (рис. 7.7,
в. г)
Сплошностенчатые цилиндрические
своды-оболочки делают почти исклю-
чительно из железобетона, но имеют
ся примеры выполнения их из клееной
древеси, ы. пластмасс (стеклопласти-
ков) и других конструктивных материа-
лов.
Длинные железобетонные оболочки
обычно перекрывают продеты от Лэ-до
30 м, хотя нередки случаи перекрытия
“36 тг даже 50 'м. Оболочки бывают
монолитными, сборными и сборно-моно-
литными Использование длинных обо"
лочек в качестве покрытий зданий
позволяет достигнуть некоторой эконо-
мии материалов (например, до 15—
20 % бетона) по сравнению с плоскими
покрытиями В то же время они харак-
теризуются повышенной строительной
высотой, что увеличивает отапливаемый
объем помещений.
Сборные железобетонные оболочки
в СССР типизированы; серийно изго-
товляют изогнутые по образующей
панели 3X12 и 3X6 м, из которых
собирают оболочки размерами в плане
12X18, 12X24 и 12X36 м. Их приве-
Рис 77 Напряженно реформированное состояние цилиндрических сводов-оболочек.
— деформации под нагрузкой . пиний и короткой оболочек (х горизонтальные, у — вертикальные пере
мешения}, 6 >— зпюрн ноолльны.х и кас-тельных напряжений в длинной и короткой оболочках
денная толщина составляет 8...9 см,
расход арматуры 13... 15 кг/м2.
Сборные длинные оболочки бывают
двух типов. Элементы первого типа
(рис. 7.8, а) совмещают в себе оболочку
и бортовой элемент, объединенные в
одну систему напрягаемой арматурой,
проходящей через каналы в бортовых
элементах. Монтаж их сложен и дорог,
нуждается в лесах и подмостях. Плиты
оболочек второго типа (рис 7.8, б)
отделены от бортового элемента, служа-
щего их временной опорой при монта-
же. Недостаток — в сложности шпоноч-
ных швов между плитами и бортовыми
элементами.
Профили нетиповых сборных много-
волновых оболочек весьма разнооб-
разны (рис. 7.9). При их выборе при-
ходится учитывать возможность скопле-
ния снега и воды в ендовах; стыки
волн предпочтительно устраивать на
шелыгах сводов.
В условиях немассового строитель-
ства и отсутствия производственной ба-
зы сборного железобетона оправдыва-
ется возведение монолитных оболочек,
несмотря на их серьезный недостаток -
сложность опалубки.
Оболочки допускают устройство в
них продольных световых проемов ши-
риной не более (I/4._ .1/3)/» при уело-
Рис 7 11 Принципиальные ехемы бортовых элементов при
преобладающих течлнощцх .торных р<. кций
*• вГ(»*нк ’СИ - о - . г 4>iiмерно р пиилх
С Кич lkjiuuKU
зии компенсации удаленной тонкостен-
ной части ребрами (рис. 7.10).
Основные пропорции длинных обо-
лочек и их сечения при обычных
пролетах (до 36 м) назначают, исходя
из конструктивных и технологических
соображений Полную высоту оболочки
h принимают равной (1/10...I/15)/д, а
стрелу подъема f равной (1/61.. 1/8)fe
Примерная высота бортовых элементов
(1/20... 1/30)/ь другие их размеры даны
на рис 7.11. Монолитные оболочки
делают гладкими толщиной 1= (1/200..
l/300)Jj и не менее 5 см. Плиты
сборных и сборно-монолитных оболочек
обычно делают ребристыми с толщиной,
примерно вдвое меньшей.
Схема армирования длинных оболо-
чек строится на представлении ее рабо
ты как балки корытообразною сече-
ния (перевернутого) В соответствии с
этим арматуру размещают в трех глав-
ных направлениях: продольном, попе-
речном и косом (рис. 7.12)
Длинную оболочку в направлении h
рассчитывают как балку криволиней-
ного поперечного сечения (рис. 7 12. з).
Растягивающее усилие в одном борто-
вом элементе определяют, деля изги-
бающий момент Л1 заменяющей балки
на плечо внутренней пары продольных
усилий, приблизительно равное О,8Ло:
/У„=М/(2.0,8й<>). (7 3)
где Л4=£1/2/1/8; <71 — нагрузка на I м2
плана; ho — рабочая высота сечения.
Площадь сечения продольной арма-
туры, укладываемой в один бортовой
элемент, равна
As=Nb/Rs. (7.4)
Площадь арматуры в промежуточ-
ных бортовых элементах многоволно-
вых оболочек следует удвоить.
Плиту оболочки армируют конструк-
тивно прямоугольной сеткой из стерж-
ней 0 4...6 мм с шагом 10... 16 см.
Армирование зон примыкания оболочки
к бортовым элементам и над диафраг-
мами показано на рис. 7.12, г—ж.
Диафрагму рассчитывают, учитывая
ее взаимодействие с плитой оболочки,
которая работает как обычный свод
упирающийся в бортовые элементы и
испытывающий сжимающее усилие (на-
ибольшее у вершины оболочки):
4..nOx = <7l6'\ (7 5)
где г=(/|-)-4/!)/8/ радиус кривизны
плиты.
В балочной диафрагме действует
суммарное усилие той же величины,
но обратного знака. Если диафрагма
выполнена в виде арки с затяжкой или
сегментной фермы, то усилие в затяжке
или нижнем поясе фермы равно
W=91/,/?/! 6/. (7.6)
Затяжку (нижний пояс) рассчиты-
вают как растянутый элемент с напря-
гаемой арматурой, проверяя прочность
его сечения на сжатие, вызываемое
преднапряжением.
Из найденной по формуле (7.4) пло-
щади арматуры As около 80 % уклады-
вают в пределах бортового элемента,
сосредоточивая ее в нижней части (ар-
матура типа 1). Содержание продоль-
ной арматуры в растянутой зоне обо-
лочки должно быть не менее 0,2 %.
В сжатой зоне размещается конструк-
тивная арматура 5...6 мм с шагом
20...25 см и процентом армирования
не менее 0,2. Поперечную (вдоль
волны) арматуру в виде сетки типа II
размешают по всей поверхности оболоч-
ки. Если главные растягивающие на-
пряжения оказываются больше /?й|,
то вблизи диафрагм ставят наклонные
стержни арматуры типа III (наклон
ные под углом 45е или ортогональные
сетки) Ее анкеруют в диафрагмах и
бортовых элементах. Места примыка-
ния оболочки к диафрагмам укрепляют
арматурой типа IV. Схемы армирования
оболочек даны на рис. 7.12, в.
Короткие железобетонные оболочки
способны перекрывать более значитель-
ные пролеты, чем длинные из того же
материала, достигая 100 м. В то же вре-
мы эта система остается вполне при-
годной и для малых пролетов. Приме-
ром тому могут служить широко рас-
пространенные сваты-оболочки КЖС
Рис ' । - \рмнрованн< длинных оболочек
»обр« • н пивные на . армирования
км Е 1И > и П| межутОЧ-
a - общий вн„,
(пигментная ферм!
июль оболочки, z диифрш на
I иличмвания, 6-- арматурные
нал диафрагмой, / wfiojicri
ыиускп арматуры, i . -.
- • >вх Z '•"ТОНИНН шпонки
шириной Zi=3 м и длиной «на пролет-
(/з=12. 18 и 24 м) с двумя ребрами-
диафрагмами сегментного Q-ертания
(рис. 7 13).
Богатым производственным опытом
нашей страны установлены практи-
ческие рекомендации по конструиро-
ванию коротких оболочек наиболее
распространенных размеров: /<=8.
12 м. fe<30 м; f>/2/8; /,//2<05
Высота ht, бортовых элементов бсч
предварительного напряжения прини-
мается не менее А/15, а ширина
b (1 /5. 1 /2)й^ Толщину плит t назна-
чают без расчща, принимая ес равной
5 см при пролете Z(=6 м для бетона
классов В20.. В4(). а для /,= 12 м
8...9 см для бетона класса В20 и 7 8 см
для бетона классов В30...В40. Толщина
ребристых плит сборных оболочек мо-
жет быть уменьшена до 3...4 см.
В сборных коротких оболочках свод
5разуют ребристые панели шириной
• м. В отечественной практике сбор-
ные своды широко применяют в качест-
*е покрытий зданий с сеткой колонн
1ВХ12, 24X12 и доходя до 36X12 м.
• Совместную работу панелей, диафрагм
• бортовых элементов обеспечивают
нпонки на верхних гранях диафрагм,
свариваемые закладные части и выпус
•и ^арматуры из панелей
Приведенная толщина коротких обо-
. тек равна 8 см при 1г= 12 м и 10,5 см
,ри 4>—36 м. Расход стади ^оответст-
griiHo составляет 8,2 и-10;5 кг/м2
Короткие оболочки в направлении h
чссчитывают упрощенно, как балки с
огибающим моментом в середине про-
»• га
М = д,Ц1 8. /7.7)
Требуемая полная площадь сечения
вродольной арматуры
As=M/(zRs), (7.8)
-?е 2«кО,55(/-Г-а) плечо внутренней
£иры сил.
Арматуру укладывают в бортовые
цементы по As/2 в каждый. В проме-
• уточных бортовых элементах много-
Ьлновых сводов площадь сечения ар-
*1туры должна быть удвоена, т е рав-
ш ~AS. Схема армирования короткой
нЛмлочки показана на рис. 7.14
В направлении /г оболочка работает
. >вмегтно с диафрагмой. Причем обо-
*)чка в своей вершине сжата усилием
У =—qirlt, а диафрагма растянута
чкой же по величине силой.
Сборные короткие оболочки (рис.
ь 15) состоят из диафрагм, ребристых
• । чвельных панелей и бортовых эле-
<тов. Швы между панелями замони-
дошвают и перекрывают анкерами. Со-
’Гтжсние панелей с диафрагмой обес-
b 1ивают шпоночным швом (рис
Т 15. б)
Деревянные своды-оболочки сгроят
t использованием клееной древесины
Применяют два типа сводов оболочек
- «костснный из нескольких слоев
деепных досок и гладкий клсефанер-
**.й Примером верного может служить
покрытие железнодорожного депо в
Ковентри (Великобритания),состоящее
из пяти оболочек пролетом 30.5 м и
шириной 11,5 м (рис. 7 16, а). Оболочка
состоит из четырех слоев досок
толщиной по 19 мм; первый и четвертый
слои уложены в продольном направле-
нии, второй и третий —под углом 60°
к продольному направлению. Клеефа-
нерную конструкцию представляет 14-
волновый свод-оболочка пролетом
дважды по 7,3 м (рис. 7 16, б) Он
состоит из каркаса в виде продольных
брусьев, поперечных арочных ребер и
бортовых брусьев
7.3. ТРЕУГОЛЬНЫЕ
И ТРАПЕЦИЕВИДНЫЕ СКЛАДКИ
Конструктивно складки представля-
ют собой систему из наклонных к го-
ризонт (обычно не менее 30°) плоских
плит, верхние и нижние кромки которых
соединены и работают совместно.
Сплошностенчатые сктадки чаще всего
выполняются в железобетоне. Имеются
примеры реализации их в клееной
древесине и пластмассах Складки из
металла делают решетчатыми (см
§ 6.3).
Разнообразие архитектурных компо-
зиций из складок неисчерпаемо. Плос-
кие прямоугольные, треугольные и тра-
пециевидные панели в различных их
комбинациях способны перекрывать
прямоугольные, многоугольные, круго-
вые и кольцевые планы зданий (рис.
7.17) Замена плоских панелей гипер-
болическими во многих случаях при-
водит к ботее выразитетьныы архитек-
турным формам и к более эффектив-
ным конструктивным решениям (рис.
7.17, в—д) Возможности складчатых
систем не ограничиваются только по-
крытиями. Переходя в стеновые верти-
кали, они позволяют создавать в еди-
ном конструктивном стиле сооружения
зального или павильонного типа (рис.
7 18)
Железобетонные складки. Складча-
тые покрытия возводят из монолит-
ного, сборного и сборно-монолитного
железобетона или армоиемента Их
образуют складчатые плиты-грани, бор
товые элементы и диафрагмы (рис.
7.19). Как и длинные цилиндрические
оболочки, они могут быть одно- и
многоволновыми, одно- и многопролет-
ными Обычные размеры пролетов 12—
36 м Высота складок принимается
равной от 1 /20 до 1710 пролета. Толщи-
на монолитных плит-граней 4...6 см.
пений ребер на бои ix
Ри. /.22 Деревянные складчатые покрытия треугольного профиль.
силе «и ф; .‘ряпй облицовкой на клеештыревых соездиеиких- б. в - варианты жестких соели-
- шарнирное гоедниеняе ребер складывающихся покрытий, с - складки из доигато
клееных граней плит
7.4 Гот ijHHfcie tujnt a ?71
сборных — до 3 см. армоцементных —
2...3 см. Тонкие стенки плит при не-
обходимости подкрепляют ребрами, об-
разующими примерно квадратные поля.
При упрощенных расчетах, а также
при подборе продольной арматуры
складки можно приводить к прямо-
угольному, тавровому или двутаврово-
му сечению, полагая приведенную тол-
щину стенки профиля равной tred=
=2//sina (рис. 7.20) Их расчет, вклю-
чая расчет наклонных сечений, выпол-
няют по обычной для железобетонных
балок методике (см. гл. 4). Основную
растянутую арматуру рекомендуется
проектировать предварительно напря-
женной из высокопрочных стержней
классов А-IV, A-V или арматурных
канатов. Сжатую арматуру в продоль-
ном направлении назначают конструк-
тивно из стержней 0=5...8 мм . шагом
20...25 см.
В поперечном направлении плиты
подвергаются действию местной нагруз-
ки от снега. Поперечную арматуру-
ставят по расчету в соответствии с
эпюрами моментов для многопролетных
плит, принимая в крайних прочетах
Л1 = <7ЙР/1О, а в средних М = ql-f/12 и
над опорами M=q[2/b. Примеры арми-
рования складок показаны на рис. 7.21.
Складки из дерева и пластмасс.
Наиболее типичны складки в виде па-
нелей, обшитых с обеих сторон фане-
рой или листовым стеклопластиком
Каркас клеефанерной панели г«стоит
из продольных, поперечных и диаго-
нальных ребер. Пустоты между ними
заполняют теплоизолирующими мате-
риалами.
Пролет деревянных складок, обычно
треугольного профиля, доходит до 24...
30 м. Относительная высота ///=
= 1/4—1/10. для складок из полимер-
ных материалов— 1/10—1/16
Складчатыми покрытиями клеефа-
нерной конструкции можно перекры-
вать пролеты до 24 м, хотя известны
примеры 30-метровых складок. Реко-
мендуемые относительные размеры
складок из трехслойных панелей: стре-
ла подъема /=//8; угол наклона пане-
лей к горизонту a=20...45°; толщина
панечи /=//30. Наиболее сложными
конструктивными деталями таких скла-
док являются коньковые ребра и осо-
бенно ендовы. Эти узлы решают в двух
вариантах: жесткий узел (рис. 7.22,
а. б, в, е) и шарнирный (рис. 7.22, г, д)
с последующим ужесточением и гидро-
изоляционным уплотнением. В послед-
нем варианте иногда используют шар-
нирно-петлевое соединение, что дает
возможность складывать конструкции
цельного покрытия или его части при
транспортировке и развертывать его
при монтаже.
Пластмассовый вариант складчато-
го элемента представляет собой трех-
слойную панель с наружными слоями
из стеклопластика, жесткого поливи-
нилхлорида, фанеры или металла и
средним слоем из пенопласта (стироль-
ного или уретанового).
7.4. ТОНКОСТЕННЫЕ КУПОЛА
Куполами перекрывают круглые или
многоугольные в плане сооружения.
Типичная форма купола на круговом
плане - поверхность вращения с вер-
тикальной осью: сфера, параболоид,
эллипсоид, однополостный гиперболоид,
конус и т. п. Оставаясь в целом в
пределах этих поверхностей, купола
могут быть волнистыми, складчатыми,
а при многоугольном плане — много
граиными. Самые простые из послед
них — сомкнутые своды из секторов ци-
линдрических поверхностей. Иногда
круглый план трансформируют в эл-
липтический Подобные трансформации
могут претерпевать и многоугольные
планы.
В отличие от сводов, кривизна
которых одинарна. купола обладают
двоякой кривизной. И если поверхность
свода может развертываться в плос-
кость, то поверхность купола нераз-
вертываема. Поэтому купола относятся
к конструкциям, жесткость которых
порождает сама их форма, что состав-
ляет дополнительный резерв несущей
способности конструкции.
Рис 7 24 Армирование мест сопряжении монолитных г юльных оболочек с нижними опорными коль-
цами
п нижнее кольцо с обычным армированием: б то же. i предварит»!иным напряжением арматуры; в — обр„
зованне опорного кольца путем утолщения оболочки у опоры. I - полнит—ьиыс стержни меридионального
моменту At,. . - констоуктипиаи армлтеоыао 3—кольцевая
1енапря|.-мая врматкп . , ко. . ииасмая арм--
шчиваиня иапряглт м. «к арщ туры Г—опорные гыг
Типичными материал
ПЫХ куполов ЯВЛЯЮТСЯ «11- 1
клееная древесина, армоп - п • >
рукционные пластмассы, в ч.тсгнг»-тя
стеклопластики. Особой ^нко^тен
ностыо отличаются жс.ш ь.Г|Гтош1Ы<
купола-оболочки Бионичес ин ргкорд
скорлупы куриного яйца ' 400
метра давно побит строите >hw»i жет
бетонных куполов. Построенный еще и
1934 г. купол театра в Новдспбирске
(самый большой в мире по тому вре
мени) при пролете 55,5 м имел толщину
8 см, т. е. 1/694 диаметра основания.
Сейчас нормальным считается отноше
ние 1/700.1/800. доходя до 1/1000
Для юнкистеняыл иболоче^, > кото
рых ИЗГНбН!напряжения маты Tilt
сравнению < продольными 1 мембран-
ными), характерно безмомешное на-
пряженное состояние возможное при
наличии следующих двул условий-
1) плавное hjmci-hik- голщиг д . т- it »►
купола, радиуса меридиана и интен-
сивности нагр .зки, 2) своб< ’а ра ж-
ядьных перемещений краев и-по. г
»гпх условиях купола считаются ‘ Ц
тически определимыми что подвадя- •
использовать для их расчет., простс-
форму ты С< змоментной гсорнн • Н»”-
нения от этою состояния <;н t • мч> -'
учитывать изгиб краевых
Рассматривая напряженное состоя
ние купола, двоякая кривизна которого
в каждой рассматриваемой точке опре-
деляется двумя радиусами кривизны
1'1 и г2, под действием вертикальной
осесимметричной нагрузки (собствен-
ный вес, снег на всей поверхности),
считают, «то купол в любом горизон-
тальном сечении, определяемом угловой
координатой гр (рис. 7.23, а)' будет
сжат силой Q*, которая представляет
собой сумму всех нагрузок, действую-
щих выше рассматриваемого сечения.
Силу уравновешивают меридиональ-
ные усилия пм (отнесенные к единице
длины кольцевого сечения).
Qv+2nrnMsin<p=0,
где г - радиус окружности сечения,
равный r?sin<r.
Следовательно.
им= — Q<p/(2nr2sin2(p) (7.9)
Кольцевые усилия пк (на единицу
длины меридиана), исходя из формулы
Лапласа, равны
пк=r2(pv — Щ,/Г|). (7.10)
где - нормальная составляющая
внешней нагрузки (на единицу поверх
ности купола).
Рис 7.27 Стыки замоноличивания сборных к, юв
— шарнирное сопряжение ребристой панели с нижним опорным кольце«
напрягаемой пучковой арматуры в канала
л «. д. — варианты прокл* .ки
- меридиональный стык панелей.
е« -мерное кольцо, -S реЛрисг •
IT JL
ir-
Под действием вер. ям.гьне^ iiarpj
ки все горизонтальны* i и
испытывают сжатие К' < под Harpv
КОЙ несколько ? И пинается И «.
верхние . та< л1 • ,пг» сократи» к ии
длине, т с. снимаются j нижние
(ближе к экватор! | растягиваются
Есте, вен но. сутс>т» ет и н< ’• силь-
ная пара 1лслЬ, вдоль котором nei ни
сжатия, ни растяжения, на что указы
вает двучленная форму,,я (7 К*) Коор-
дината фа ттой параллС-ли определяется
формой купола и характером нагрузки.
Ес можно вычислить, приравняв пулю
выражение в скобкг.к в формуле (7.10).
Дальнейшее расг«»п-рсни»’ обо ючки
вращения под деицвяем конкретных
нагрузок проведем на примере сфери
ческого купола. Геометрически он наи-
более прост тем не менее основные
выводы качественного порядка, сде.-.ан-
для среры, могут быть распро-
• ранены на куполя других форм.
Для сферы г1=гр=г и формулы
(7 9) и (7.10) приобретают вид
n = — Q /(2nrsmV. =pvr — nv
(7 11)
Формулы расчетп сферических купо-
лов па действие нагрузок от собствен-
ного «оса g (кН/м2 поверхности купола)
и снеге р (кН/м2 перекрываемой купо-
ном площади) приведены в приложении
21 Угол фп, при котором кольцевые на
пряжения в куполе меняют знак, стано-
вясь из сжимающих растягивающими,
равен 5PIS' при действии собственного
вс» .1 и 45° при полной снеговой на
грузке. Из этого следуei практический
вывод, что стрела подъема куполов
из материалов, плохо сопротивляю-
щихся растяжению (например, бетона
или камня), не должна превышать
/9/15. более подъемистые купола (в том
числе ызнодимые из сборных элемен-
тов) нуждаются в специальных коль-
ItNf •-
.-тонные > , <»«vi
цевых затяжках в нижних рядах.
Аналогичные вычисления усилии и кри-
тических величин углов могут быть вы-
полнены для куполов вращения других
очертаний
При действии горизонтальных •
(ветер, сейсмические воздействия) •
несимметричных нагрузок (одно. тр<
нее отложение снега) напряжены»,
состояние купола не может бить оха
О)
рактеризовано только нормальными (ме-
ридиональными и кольцевыми пк) уси-
лиями. Приходится принимать в расчет
и касательные усилия (рис. 7 23, г).
Расчет существенно усложняется, и его
выполняют по специальной методике
Усилия пк и особенно п„ в сплош-
ностенчатых куполах, как правило,
невелики. Толщина их стенок опреде-
ляется главным образом конструктив-
ными соображениями или технологи-
ческими. Однако особое внимание уде-
ляют устойчивости куполов-оболочек.
Формулы ее проверки, специфичные
для каждого материала, приведены при
рассмотрении особенностей куполов из
различных материалов.
Волнистые и складчатые купола си
ставляют особую группу. Будучи сплош-
ностенчатыми (или решетчатыми), они
могут быть причислены к тонкостен-
ным (или сетчатым) куполам. С другой
стороны, резко выраженная меридио-
нальная тектоника дает основание счи-
Рис 7.6U Тонкостенный деревянный купол
а — разрез н план; v примыкание ребер к верхнему кольцу, е - к“:структивные ,.">ч ктпо'ла, г притыка
вне ребер к нижнему опорному кольцу, /— и дкрепляюшне дощатые ptv"3; 2— ннж“»й —iof "ольксвого пастила
3—то ж®, верхний’ 4 - косой настил. 5 - рулонная кровля, f>- нг-хнее стальное. -_.|ЫЮ, 7 стальная дета л i
крепления ребер в— нижнее wenenoCcroiwoe опорное кольцо
тать их ребристыми. С архитектурной
точки зрения их форма i >сьма эффект-
на, обладает не только богатой пласти-
кой, но и немалыми конструктивным и
достоинствами, свя , шыми с «жест-
костью формы». Сплошностенчатые и
складчатые купола выполняют из желе-
зобетона, из клееной древесины — чаще
складчатые.
Железобетонные купола. Область
эффективных пролетов железобетон-
ных куполов широка - от 25 до 120 мм.
Купола уникальных сооружений имеют
более крупные пролеты. Например,
купол, построенный в 1963 г. в г. Урба-
на (США), име<‘т диаметр основания
132 м
Для железобетонных куполов ха-
рактерны гладкие или волнистые
(складчатые) формы, описываемые в
целом поверхностью вращения, со стре
лой подъема не мене */» диаметра
опорного контура Купола проектируют
монолитными сборно-монолитными и
сборными.
Монолитные купола делают глад-
кими. армируя конструктивно* при тол
щине до 7 см — сеткой 0 4...6 мм <
шагом 15.. 20 см. При большей толщине
сетку делают двойной В месте примы-
кания оболочки к нижнему опорному
кольцу делается плавный переход 1
обязательным двои армированием
оболочки и запуском арматуры в коль-
цо (рис. 7.24). Правильная компоновка
сопряжения предусматривает прохож-
дение линии мер ид ион а., иного усилия
через центр тяжести поперечного <
чения кольца.
Количество стержней определяют
расчетом на максимальный меридио-
нальный момент Мх f учетом «краевого
эффекта» Опорное кольцо рассчитыва-
ют на растягивающие усилия Ninj от
распора. Кольцо рекомендуется проек
тировать предварительно напряжен-
ным.
Ес ди опорный Kuiiiyp купол «1 рас-
положен на уровне окружающего его
покрытия, то целесообразна передача
распора диску перекрытия. Существен-
ный недостаток монолитных куполов —
«.ложность опалубки, стоимость которой
вместе с подмостями соизмерима со
«тоимостью купола. В последнее время
для куполов диаметром до 30 м исполь-
зуют пневматическую опалубку Один
из ее вариантов, предложенный арх.
Д Бини, предусматривает укладку бе-
тонной смеси со спиральном арматурой
на плоскую резиновую мембрану. Пода-
ваемый под мембрану воздух поднима-
ет бетон на проектную отметку, где и
происходит его схватывание и-твердение.
При возведении сборно-монолитных
куполов сначала на подмбстях раскла-
дывают заранее изготовленные тонко-
стенные железобетонные или армоце-
ментные короба с выпусками арматуры,
одновременно служащие опалубкой, а
затем в швах между коробами разме-
щают стержни рабочей арматуры, по-
крывают всю поверхность купола арма-
турной меткой и укладывают бетонную
смесь, оставляя короба в составе ра-
бочих •'ечений ребер и оболочки. Идея
использования армоцементиых коробов
принадлежит П.-Л. Нерви, который
реализовал ее во многих выдающихся
сооружениях нашего времени. Внутрен-
няя поверхность такого купола при-
обретает вид трех- или четырехуголь-
ных кессонов, образующих замысло-
ватые геометрические рисунки в ин-
терьере Одним из замечательных в
архитектурном отношении куполов счи-
тается покрытие малого Олимпийс-
кого спортзала «Палаццето» в Риме
(рис. 7.25) Такой способ строительства
кчполов Нерви использовал и для по-
крытии других типов - цилиндриче
ских сводов, безбалочные перекры-
тий и т п
Сборные купола состоят из плоских
или криволинейных ребристых плит
(панелей) сегментного иля трапецие-
видного очертания (рис. 7.26). Швы
между панелями шириной от 4 до 15 см
замоноличивают после сварки выпусков
арматуры для закладных деталей (рис
7.27). Нижнее опорное кольцо армиру-
ют с предварительным напряжением,
располагая пучки, канаты или стержни
в пазах кольца иди снаружи с по-
следующим бетонированием и закреп-
ляя их в специальных выступах на
кольце. Предварительное напряжение
позволяет существенно уменьшить раз-
меры поперечного сечения кольца и
повысить трещи ностой кость купола.
Сборные купола монтируют часто без
опалубки и подмостей, укладывая пане-
ли кольцо за кольцом кругами (рис.
7.28) Пример волнистого тонкостенно-
го купола из монолитного железобе-
тона дан на рис 7 29
Нагрузку от собственного веса
(кН/м2) гладких железобетонных купо-
лов можно принять равной §гв=(1..
1,5)4-0/30 (где О тиаметр основа-
ния купола).
Устойчивости гладких куполов счи-
тается обеспеченной при условии, что
интенсивность полной расчетной на-
грузки не превышает
fl=0,2£^K(/r <7.12)
где Et/jjef модуль деформации бетона,
принимаемый равным <0,319. .0,212)£ь,
в зависимости от его относительной
влажности; г - наибольший из двух ра-
диусов главных кривизн поверхности
Устойчивость ребристых кхполов-
оболочек проверяют по гой же фор-
муле. используя условные 31 тчения t и
Е„:
I = \\21/А. .........
где а — расстояние между ребрами,
А, I — площадь и момент ин< щии тав-
рового сечения, состоящего из ребра и
полки шириной а.
Деревянные тонкостенные купола
состоят, как минимум, из двух (коль-
цевого и косого) слоев дощатых на-
стилов, уложенных на подмостях по
поверхности купола и подкрепленных
легкими меридиональными ребрами
(рис. 7.30). В конструкцию купола
входят также верхние и нижние опор-
ные кольца. Обычные пролеты тонко-
стенных куполов 12...36 м.
Доски кольцевого настила воспри-
нимают кольцевые усилия, ребра
меридиональные Если в нижней части
купола возникают растягивающие
Усилия (что может иметь место при
h[D~> 1/5), кольцевой настил делают
двойным с перевязкой стыков досок
Доски кольцевого настила (обычная
толщина 19...25 мм) не выкружаливают,
оставляя между ними зазоры Ребра из
нескольких слоев склеенных или сшитых
гвоздями досок воспринимают сжимаю-
щие меридиональные усилия, переда-
вая их опорным кольцам. Устойчивость
купола обеспечивается довольно час-
тым расположением ребер (0,75...1,5 м
по нижнему кольцу) при высоте их сече-
ния не менее '/аю диаметра купола.
Назначение косого настила — вос-
приятие сдвигающих усилий, вызван-
ных несимметричными нагрузками от
ветра и снега. Он состоит из досок
16...25 мм. укладываемых «елочкой» от
ребра к ребру поверх кольцевого насти-
ла.
Ребра тонкостенного купола рассчи-
тывают на меридиональное усилие,
равное FM=anH, где а — длина дуги
между ребрами на рассматриваемой
широте, определяемой угловой коорди-
натой <р; п„ — меридиональное усилие,
определяемое по формуле (7.9). Коль-
цевой настил рассчитывают на усилие
пк, приходящееся на единицу длины
меридионального ребра, по формуле
(7.10). Расчет верхнего кольца на проч-
ность ведется по сжимающему усилию
Nsuv=, определяемому по форму-
Рис 7 32. Купола из
стеклопластика в виде
секторов гиперболичес-
ких поверхностей, ко
торые можно возводить
иа месте методом на-
пыления смеси рубле-
ного стекловолокна с
полиэфпрноп емолпй
Рис 7 33. Кон. rpjmti
I— внешний се. .i сгеклоплг - .
3—верхнее кольцо- 4 средний
чы сферического куло из т|. хслои»..х пат . .
внутренний швеллер от» ной хром-
, с -ковен нак1вдка
ле (6.8), а на устойчивость — по фор-
муле (6.9).
Устойчивость тонкостенных сфери-
ческих куполов проверяют по формуле
критического напряжения
orf=f//(l,7/-)^Soe, (7.14)
где 2ос—суммарное сжимающее на-
пряжение от всех видов нагрузки.-
Купола из пластмасс. Такие уни-
кальные свойства пластмасс, как свето-
и радиопрозрачность, определяют спе-
цифические области использования их
как материалов для куполов. Это—
фонари из светопрозрачного лслкме-
тилакритата (иначе, органического
стекла «плексигласа.-.), цельные не-
больших размеров или составные
диаметром до 10 м при толщине пане-
лей до 20 мм, и купола обтекателей
радиолокационных антенн, размеры ко-
торых более значительны — диаметр
до 60 м, высота до 40 м (рис 7.31).
Однако это далеко нс единственные
примеры использования пластмасс в
купольных покрытиях Легкость, проч-
ность и удобоформуемость стеклоплас-
тиков позволяют использовать их для
изготовления панелей сборных купо-
лов. Панели могут быть одно-, двух-
11 трехслой дыми. Однослойные — лотко-
вой, треугольной или трапециевидной
формы (плоской или выпуклой) имеют
отбортовки фланцевого типа (фальцы),
удобные для болтовых соединений. При
необходимости в швах прокладывают
металлические полосы жесткости, а ес-
ли этого мало — то кромки панелей уси-
ливают уголками (рис. 7.31, в). Таким
панелям можно придавать любые, са
мые изысканные формы (рис. 7.32)
Трехслойные панели типа «сэндвич»
имеют наружные слои из стеклопласти
ка, а средний — из пено- или сотоплас-
та (рис 7.33).
7.5. ПОЛОГИЕ ОБОЛОЧКИ
ПОЛОЖИТЕЛЬНОЙ ГАУССОВОЙ
КРИВИЗНЫ
НА ПРЯМОУГОЛЬНОМ ПЛАНЕ
Покрытия этого 1ипа имеют много
общего с куполами и поэтому значи-
тельная часть того, что было сказано
выше о куполах, относится и к ним
Оболочки предназначены для перекры-
тия планов, близких к квадратным.
Зачастую — это купол с отсеченными
'.•егментами, превращенный в простран-1
•твенную форму, опирающуюся на че
тыре угла (рис. 7.34) Однако опира
ние оболочки только на четыре угла
Pin • I i i • , .!. к>жителыюи raj. ,:оций кривизны
• 'ТИЛЯ u t jom (б) н дн’ (я) не правления'
(.авит e« в гяжклые условия работы
так как суммарная нагрузка сосредо
точивается только в четырех, быстро
сужающихся углах < гонкой оболочкой,
. провисающей между ними Во итб₽ж
„ НИ» УГОГО контур оболочки опирают на
| жестко поддержи»»,нотис йоцтрук
j ции диафрагмы, роль которых выг*
няют арки, сегментные ф. рмы криво
лиг>йные балки. стены • •.,.•» <
пБгми фронтонами. '{иафрщмы не ТОЛЬ
ко П' ддерживз) г юолнчку. но и рг-о
тают с нею I орчрстно. воспринимая
усилия сдвиг.», (.извивающие я по
W inypj
Др'иис ОТЛИЧИЕ UI куполов Cue tun I
в сравнит гьно м .1лом по ,ьсме над
.пор । мм ГХтппочк» -читается полигон
при выпи женин хотя бы одного и
V. юв» fja 1/10, fl ft .1/10.
I 1 • 1/7 (»«• или
ZD)
Оболочки могут быть ОДИНОЧНЫМИ
(в большинстве случаев это сооруже-
ния больших, около IQ0 м пролетов)
или многоволновыми в одном или обоих
направлениях (промышленные здания
больших площадей с возможно! тыо по-
ст ановки промежуточных опор с сеткой
(18.. 36) X (18 42) м).
Геометрию пологих оболочек можно
I строить на основе различных поцерхюк
тей- трансляционных (параллельной1
переноса образующих кривых), сфери-
ческих тороидальны» и др (пис 7,35,
й. б. о) При выборе вида поверхности
руководствуются соображениями удоб-
ства реализации теоретических форм в
натуре, в том числе сокращения числа
типоразмеров панелей, если оболочка
делается сборной. Например, торои-
дальная поверхность позволяет обой-
тись одним типом панели. Панели сбор-
ных покрытий изготавливают плоскими
или цилиндрическими Таким образом,
поверхность оболочки представляется
или граненой, или состоящей из мелких
участков одинарной кривизны, выписан-
ных в исходную поверхность двоякой
кривизны
Срединную поверхность оболочки,
учитывая возможность упрощения рас-
четной процедуры, удобно представить
эллиптическим параболоидом вида
=fn(x/a)2 'bf.
Рассчитывая оболочки с другими
поверхностями как параболоиды, осо-
бых ошибок не совершают, так как по-
логость оболочек сглаживает геометри-
ческие расхождения.
Статическая работа оболочки поло-
жительной га. ссовой кривизны в вер-
шине и в ее окрестности напоминает
работу купола, находящегося в без-
момеитном напряжении состояния. Под
действием вертикальных нагрузок в ней
развиваются меридиональные п„ и коль-
цевые пк сжимающие усития Однако
вследстви» го. изонтальной податливос-
ти диафрагм меридиональные усилия у
гчптура. не встречая сопротивления.
уменьшаются до нуля (рис 7 зь, о).
Потоку усилий радиальных направле-
ний приходится перетекать к четырем
узловым зонам, которые в конечном сче-
те воспринимают и распор, и суммар-
ную вертикальную нагрузку. Следуя
купольной аналогии, правомерность
использования которой, например, для
квадратной оболочки, ограничена вин
санной окружностью, считают, что в
вершине оболочки кольцевые усилия
(кН/м) в обоих направления равны
ях=- ч„—-- рг/2 (гдер - расчетная на
грузка, кН/м’, г радиус кривизны
среди иной повер хности). Нанбол ып и
ми усилиями сжатия, не совпадаю
шими с центром оболочки, будут л,=
— -0,87рг Максимальные главные
сжимающие (пт центра к углу) и глав-
ные растягивиюшне усилия (но кормили
к ним), а также усилия сдвига «.о
средоточиваютея в угла оби ючки (рис
7.3Г, «)-
я,„. - - и .. - т,, =1,35рг /7 151
Изгибающие моменты в приопор
ных (контурны .) зонах нем-тики. но
при конструировании наличие учиты-
вают. Действуя в зоне местного изгиба
на расстоянии от края п—0 597\/гГ.
момент равен
М- (7 16)
Устойчивое io оболочки ечшаспЯ
обеспеченной, если интенсивность рас
четной нагрузки не превышает крити-
ческой величины
^,=fb/720rIr. (7 17)
где г» и г, —радиусы главных кривизн
поверхности
В нагруженной оболочке, в швах
между ее скорлупой и диафрагмами,
возникают сдвигающие усилия. Со-
вместная их работа должна быть обес-
печена связями, сопротивляющимися
сдвигу по шву контакта.
Усилия в основных элементах диаф-
рагмы могут быть определены по фор-
мулам:
в нижнем поясе фермы или затяжке
арки
Гвп=9Г(24, (7.181
в верхнем поясе фермы или в арке
F„. = — F„. спча <7 19)
где а угол между поясами диафраг-
мы у опоры; I длина стороны оболоч-
ки
Железобетонные пологие оболочки
способны перекрывать помещения с
прямоугольным планом, близким к
квадрату, в широком диапа юге прол<
тов - от 18 до 100 м и болег Для от<
чественной практики возведение монс
литных оболочек не характерно, тогда
как сборно-монолитные покрытия пол\
чили широкое распространи ние. Напри-
мер, покрытие торгового центра в Чёля-
бинске имеет размеры 162X102 м при
подъеме 20,4 м Железобетонные обо-
лочки этого типа считаются по расходу
материалов более экономичными, чем,
например, цилиндрические, на 25...30%
Плиты сборных оболочек имеют
толщину от 3 до 5 см и усилены контур-
ными и диагональными ребрами (ри€
7.37). Приведенная толщина покрытия
при размерах плана от 24X24 м до
60 X 60 м колеблется в пределах 8.
15 см, а расход арматурной стали —
от 14 до 22 кг/мв.
Армирование пологого покрытия вы-
полняется в соответствии с общей
картиной его напряженного состояния
под нагрузкой по сх< ц* рис. 7.38.
Арматуру типа 1 укладывают по рас-
Ри1 7 37 Пологая • <я оболе-а 24X^4 м
чету на восприятие главных растяги-
вающих усилий пвц (рис. 7 38, б),
арматура достаточно мощна и ее целе-
сообразно подвергать предварительно-
му напряжению. Арматуру типа 11 рас-
полагают в при контурных зонах перпен-
дикулярно контуру, по расчету на вос-
приятие местных изгибающих момен-
тов М,та. Конструктивную арматуру
типа Ш размещают по всей площади
оболочки в количестве не менее 0,2 %
сечения бетона в виде сеток стержней
с шагом 20...25 см. Связи оболочки с
диафрагмой рассчитывают на касатель-
ные усилия щ,.
Проверку прочности монолитной
оболочки ТОЛЩИНОЙ I выполняют по
формуле пх.о/100/^Къп (гдеПх.5, - наи-
большее ИЗ ПОГОННЫХ усилий, П* ИЛИ Пу)
Устойчивость г.1,| 1МГ> И Р*Л(1Ц|ТО»
оболочек поверяют ни фору, шм
(7 12) и (7 13) Во »«f>. k.ihiii иг-. ион
потери Устойчивости " т< <> ••
ребрами ш должно ир^вынычь г»
<где t меныпин и в\> pHJUJ.; «п
главных кривизн . )
Деревянные оболочки положитель-
ной гауссовой кривизны «аметпого рас-
пространенно hl тииучнл. главным
образом из-за чспечннпп . чперничест-
ва си стороны оболочек отрицательной
гам-с«»»..й кривизны, Щторые в дере
ВЯННОМ исполнении преДСТиН-ШЮТ 15)бой
Сел» I простое, экономичное и зачаутум-
б<с>-< эффекта. < и выразите понос
фхитекпрное решение Деревянная
оболочка состоит из нескольких (не
ченее трех) склеенных между собой
слоев тонких досик, опирающихся «я
контурные диафрагмы
К недостаткам таких оболочек еле
дует отнести необходимость предвари-
тельного. возведения подмостей, лесов и
кружальной опалубки для укладки
первых слоев досок, а также неиз-
бежность построечного способа изго-
товления
7,ь. ОБОЛОЧКИ ОТРИЦАТЕЛЬНОЙ
ГАУССОВОЙ КРИВИЗНЫ
Наибольший инт< . - - иболоч!
отрицательной кривизны • . -тавляв
гиперболический гг.чраб •• :i i • ,ufi
пл честной гиперб, . гоид
Важнейшим СВОЙСТВ'"’ hll |фЫУ 4U-|H
ся линейчатость поверхности
Гиперболический параболоид (ги-
пар) получил распространенно б.пагода
ря архитектурным и конец-- ктивным
особенностям форм1^'сч’-тли Ж ”ТК<». TI.
И I • CVUrCii СПС. . И. ' Р< >1иМ0
и . им н (ксппсат • шюннь с качест
г.1 । возможности <j рхообраарвания
, < юб| .1 зных п интер. 'ных систем, нс
[|о.1ъзуемы\ при проектировании об’- v
по-пространственных композиций зда
пнй Размеры перекрыв;.- м -•<и плана
находятся в предетях 1 ,. 70 м
достигая иногл i 10U м. Гипары возво-
дятся’ .лавнЬ[м лйраз. л из же «обе
тона (рис 7.39). Линейчатость поверх-
ности позвц гяет \пр"’ • ить опалубку и
армирование конс.рупции "В последние
годы нашли применекш деревянные.
ме<аллические и пластмл.-овь« оболоч-
ки, а также комбинации hj этих “» ?-
риалов
Гни.ip прь*лх1еиг*т 1 ’оВеп\ностям
.«•HJKut ря «ЯП ‘ ГфННВТЛ’»'
IJt’lIpH Ли к|1НЬ’НИ*-KjK4*. ' -л UH--
«т ТЫ поверх нос I и В <С*1«-Л|Г- . чп.
ра плоскостями, параллельными коор-
динатным плоскостям AOz и BOz.
лежат параболы (рис. 7.40); в сечениях
плоскостями, параллельными плоскости
хОу,- гиперболы Отсюда нм ванне
гиперболический п а раболоид.
Гн пары имеют аве разновидности,
в одном случае линии главных кривизн
поверхности направлены вдень диаго-
налей основания (рис. 7 41. OJ. в дрх-
гом линии глэнных кривизн парал-
лельны сторонам основания (рис 7 41,
б)
Уравнениями их поверхностей булут
соответственно •
z=fx» (7.20)
z=f,x' a1 .•-/ b (7.21)
Покрытия из гииаров бывают оди-
ночными и составными, одно и много-
пролетными Часто встречают я гипары
с прямолинейным контуром в виде со-
четаний нескольких элементов оболочки
(рис. 7 42). В общественных зданиях
эффективно применение покрытий nciii
рических композиций из трех, четыре’!
пяти обо.то»|ск (рис. 7 43)
В архитектурной практик! известны
покрытия на криволинейном контуре в
виде сочетаний из трех, четырех эле-
ментов и более. Параболический кон-
тур этих оболочек может консольно вы-
ступать над остеклением вертикального
ограждения здания. Статический ана-
лиз оболочек такого типа показывает,
что усилия от каждого элемента покры-
тия концентрируются на линиях их
сопряжения, оставляя контур ненапря-
женным; это позволяет в ряде случаев
выполнять края оболочки без бортовых
ребер
Безмоментная теория, используемая
для предварительной оценки техничес-
ких решений и вариантов конструкции,
построена на предположении, что в обо-
лочке действуют только нормальные в
касательные силы, а изгибающими,
крутящими моментами и поперечными
силами вслелствие их малости прене-
брегают.
Для покрытий чаше всего применя-
ют пологие оболочки, что определяется
возможностями унификации сборных
элементов и условиями возведения обо-
лочек. При приближенном расчете по-
логой (f/(2a)<'1/5) оболочки использу-
(1X1 «I
ют ряд допущений: ее срединная по-
верхность считается плоской; длин}
элемента оболочки принимают равной
его проекции на плоскость плача, влия-
нием кривизны вследствие ее малости
пренебрегают. Материал оболочки счи
тается однородным, изотропным. Верти-
кальную равномерно распределенную
нагрузку принимают нормальной к
поверхности. При уточненных расчетах
пользуются методами моментной тео-
рии, учитывающими вид нагрузки и
конструктивные особенности оболо-
чек наличие ребер, переломов по-
верхности, отверстий и т. п. Стандарт-
ные программы расчета оболочек по мо-
ментной теория, реализуе ые на ЭВМ,
позволяют получить достаточно точное
решение Существует ряд графиков и
таблиц, облегчающих расчет гипарэв.
Гнпары проектируют с опиранием по
контуру на стеньг, фермы, арки, ра«1Ь
балки и другие конструкции, называе-
мые диафрагмами. Оболочки мо уч
1 иметь точечное опирание в углах нз
пилоны (контрфорсы) или фундаменты
Оболочки в покрытиях деформиру-
ются совместно с диафрагмами, которые
в своей плоскости обладают большой
жесткостью или недеформируемы вооб-
ще. Из своей плоскости диафрагмы
считаются гибкими. В соответствии с
этим значения действительных мемб-
ранных усилий в приконтурных зонах
покрытия различны, так как зависят от
способа опирания оболочки.
Гнпары первой разновидности (см.
рис. 7.41, а) рассчитывают, используя
уравнение поверхности (7.20). В любом
сечении, параллельном диагональному,
представляющем собой параболу, пара-
метр feXi=z/(xy)=const. Для начала
координат kXfl=f/(ab).
Из уравнения равновесия безмо-
ментного напряжения состояния поло-
гого гипара при равномерно распре-
деленной нагрузке q
2k^niy= —q (7.22)
следует, что касательное усилие
ПхУ = - q/&kxy)= - qab/(2f). (7.23)
Нормальные усилия иг=0; пу—0, т. е.
безмоментное напряженное состояние
гипара характеризуется касательными
усилиями постоянной интенсивности.
Главные усилия (вдоль линий главных
парабол) для данной поверхности чис-
ленно равны касательным усилиям пху
и постоянны по всей оболочке; одно из
10*
Рис 7 44 К расчету гипара
них — в направлении вогнутой парабо-
лы — растягивающее (n(), другое- в
направлении выпуклой параболы -
сжимающее (п2):
Л1 = -л2=±П11,= ±?о&/(2/). (7.24)
В контурных (бортовых) элементах
одиночных гипаров (рис. 7.44) под
действием сдвигающих усилий nXfl
возникает сжатие, достигающее мак-
симальной величины у опоры. Макси-
мальное сжимающее усилие Nt, в бор-
товом элементе гипара с учетом угла «
его наклона к горизонтали определяется
как сумма сдвигающих усилий по
длине элемента.
N6=2nX!/a/cosa. (7.25)
Вертикальная составляющая опор-
ной реакции при опирании одиночного
гипара на две опоры составляет
Fe=2qa2. (7.26)
Распор, направленный по опорной
диагонали одиночного гипара, равен
Fh=2nxytryj22. (7.27)
В составном покрытии, загруженном
равномерно распределенной нагрузкой,
каждая оболочка 'может быть рассчи-
тана в первом приближении как оди-
ночная. Сдвигающие усилия от каждой
оболочки передаются на коньковые реб-
ра и элементы наружного контура,
которые в зависимости от типа покры-
тия могут быть сжатыми или растяну-
тыми (см. рис. 7.42). Например, в со-
ставном «четырехлепестковом» типа ре
на квадратном плане (по схеме рис.
7.42, д) горизонтальные коньковые реб-
ра следует рассчитывать на суммар-
ное усилие от двух оболочек:
Nt^0.85-2nxua, (7.28)
где 0,85 — коэффициент, учитывающий
краевой эффект при сочленении оболо-
чек, а в наклонных контурных элемен-
тах усилие вычисляется по формуле
Afb=-n.1xj/cosa. (7.29)
Усилие в наклонных коньковых ребрах
покрытия (по схеме рис 7.42, г) равно
Nt, — 0,85 2nxwa/cosa, (7 30)
а в горизонтальных контурных элемен-
тах —
(7.31)
Вертикальная опорная реакция и
усилие в затяжке при опирании состав-
ного гипара на четыре опоры (см. рис.
7 42. t?) соответственно равны
/7.32)
Fh = n,.a. (7.33)
Диафрагмы в виде ферм, арок, рам
рассчитывают на касательные усилия,
передающиеся с оболочки, и верти-
кальные нагрузки, включая собствен-
ный вес диафрагмы.
Напряженное состояние пологих ги-
паров на прямоугольном плане с
криволинейными краями (см рис. 7.41.
б) характеризуется нормальными сжи-
мающими усилиями Пу, направленными
вдоль главной параболы положитель-
ной кривизны, растягивающими уси-
лиями пх - вдоль главной параболы
отрицательной кривизны и касательны-
ми усилиями пху переменной интенсив-
ности с максимальным .-лчением на
контуре оболочки. Их можно рассмат-
ривать как оболочки с поверхностью
переноса и рассчитывать методом, раз-
работанным для оболочек положитель-
ной кривизны |16]
Же }езобетонные гипарь. бывают
монолитными, сборными и сборно-моно-
литными. Сборные покрытия размерами
в плане 18 X 6, 18X12, 18X18, 24 X 24,
30X30.36X36.48 Х48. 60X60 м имеют
высокие технике-экономические показа-
тели: расход бетона 6.15 см/м2,
стали 6...24 кг/м2. Достоинством их
является высокая индустриальность из-
готовления однотипных сборных эле-
ментов, недостатком сравнительно
высокая трудоемкость монтажа и зна-
чительный’объем бетонирования швов
между плитами, ширина которых колеб-
лется от 6 до 12 см
Стрелу подъема пологих гипаров
обычно назначают от до 1/5, а
подъемистых и одиночных оболочек в
составных гипарах - от 1 z5 до 1 /2 про-
лета оболочки
Плиты монолитных гипаров обычно
выполняют гпадкими толщиной /, рав-
ной 1/400.1/600 пр< io .1. но не менее
40 мм С целью повышения жесткости
оболочки пролетом более 36 м _в плите
_преду.сматривают ребра. По периметру
гипара проектируют контурные (борто-
вые) элементы прямоугольного сечения
высотой не менее 1/80 пролета. Со-
пряжение плиты с бортовыми элемен
тами или ребрами делается плавным,
с утолщением шириной до 10/. Подъ-
емистые одиночные гипары с криволи-
нейным контуром и небольшим про-
летом (до 30 м) могут не иметь борто-
вых элементов.
Армирование плиты можно выпол-
нять в двух вариантах (рис 7 45)-
сетками с криволинейными стержня-
ми — рабочими вдоль вогнутой парабо-
лы^ и конструктивными вдоль выпук-
лой параболы (тип I) или сетками
с рабочими стержнями в обоих направ-
лениях, располагаемыми по прямоли-
нейным образующим (тип II) Плиты
монолитных гипаров армируют сетками
из проволоки или стержней классов
Вр-1 и А-Ш диаметром 4—6 мм и шагом
100 ..200 мм; их укладывают в один-
два ряда в направлении прямолинейных
или криволинейных образующих. При
использовании сеток II типа нижние*
углы гипаров следует армировать косы-
ми стержнями (тип III), воспринимаю-
щими главные растягивающие усилия
Зону сопряжения плит с контурными
элементами армируют двойными сет-
ками из стержней 6... 10 мм с шагом не
Ри 4л. Схема армирования оболочки-
/ гт»« о стержнями вдоль главных парабол.
(Г-то- -жвнмк вдоль контура; 111—утлован
армату) / главная парабола положительной кри
возни (сжатие). 2—то же отрицательной кривизны
(растяжение) опоры, 4—оболочка: 5 бортовом
более 200 мм. Бортовые элементы арми-
руют сварными каркасами Бетон моно-
литных оболочек должен быть не ниже
класса В20.
В монолитных гипарах больших про-
летов (свыше 60 м) возникают зна
чительные растягивающие усилия, кото
рые могут стать причиной чрезмерного
раскрытия трещин в бетоне плиты
Поэтому такие оболочки выполняются
предварительно напряженными. Приме-
ры конструирования монолитных ти-
па ров приведены на рис. 7.46.
Сборные гипары выполняют из раз-
нотипных элементов. Укрупненные тон-
костенные элементы покрытий не долж-
ны превышать по длине 24 м, ширине
3.2 м, весу 15 т. Допускается изготовле-
ние крупноразмерных элементов боль-
шепролетных и уникальных конструк-
ций на строительной площадке.
Сборную составную оболочку компо-
нуют из плит (панелей) с поверх-
ностью гипара, коньковых и контурных
элементов. Оболочку разрезают на пли-
ты размерами в плане 3X3, ЗХб, 3X9.
3X12, 3X15, 3X18 м толщиной не
менее 30 мм по направлениям прямо-
линейных образующих. Плиты из бето-
на класса не ниже В20 окаймляются
ребрами, размеры которых и способ
армирования назначают в соответствии
с требованиями транспортирования и
монтажа. Высота сечения ребер плиты
h принимается не менее '/го их длины,
а ширина Ь—(0,25...0,5)й, но не менее
40 мм. Поле плиты армируют сварной
сеткой из проволоки класса Вр-I с
шагом стержней I00...200 мм. Ребра
армируют сварными каркасами с рабо-
чими стержнями из стали классов
А-П, A-I1I.
Для передачи сдвигающих усилий по
периметру плит устраивают шпонки
различной формы (рис. 7.47).
Коньковые элементы могут быть
монолитными (рис. 7.48, а), сборными,
в виде ферм (рис. 7.48, б) или образе-
ванными бортовыми ребрами панелей,
соединенных сваркой закладных дета-
лей (рис. 7.48. в) Контурные элементы
выполняют в виде сборных ферм и рам
или монолитных железобетонных балок.
Фермы могут быть железобетонными
или стальными.
В гипарах допускается устройство
отверстий и проемов различной формы
для освещения и аэрации.
Несущая способность плиты оболоч-
ки в направлении действия сжимающих
усилий определяется из условия проч-
ности без учета армирования по фор-
муле для расчета внеиентреино сжатых
бетонных элементов:
(7.34)
где п2 сжимающее усилие в плите
оболочки вдоль выпуклой параболы;
Аь - площадь сечения бетона сжатой
полосы плиты шириной £>=100 см и
толщиной t, определяемая с учетом
случайного эксцентриситета ео=1 см
продольного усилия п2-.
АЬ=Ы(1— 2с„/0 (7 35)
Площадь сечения сжатой арматуры
A's в направлении выпуклой параболы
назначается не менее 0,2 % от площади
сечения бетона Л». В направлении рас-
тягивающих усилий Л[ вдоль вогнутой
параболы арматуру Л» ставят по расче-
ту. При армировании плиты оболочки
стержнями, ориентированными вдоль
диагоналей поверхности, площадь сече-
ния арматуры в направлении растяже-
ния опредадяется из условия прочнос-
ти центрально-растянутых железобс
тонных элементов:
Л,=П|//?5. (7.36)
При армировании плиты стержнями,
ориентированными вдоль образующих
поверхности гипара с квадратным пл а
ном, условие прочности проверяют по
формуле
и, •_ 4s| R, s’
где А । — площадь сечения стержней,
ориентированных вдоль образующих
оболочки одного направления на участ-
ке шириной I м.
Количество рабочей арматуры в
каждом направлении
А — пАр ,2)
Прочность плитьспроверяют на дей
ствие касательных усилий
п19 С ZRnCfbibt- (7.39)
Площадь сечения сжатого бортово-
го элемента можно приближенно опре
делить по максимальному сжимающему
усилию Nt-
A^Nb/(Rb^_, (7 40)
Внецентренно сжатые и внсцентрен
но растянутые бортовые элементы типа
ров. а также коньковые ребра рассчи-
тывают в соответствии с методикой,
изложенной в гл. 4.
При опирании гипаров на колонны
или фундаменты, распор воспринимают
стальные или железобетонные ытяжкн.
Металлические гипары проектируют
н виде сетчатых (решетчатых) конст-
рукций.
Сетчатые гипары бывают однопояс-
ными (однослойными) и двух поясными
(двухслойными). Перекрываемый одно-
поясными гиларами пролет (до 60 м)
ограничен из-за возможности потери
общей устойчивости. Сетчатую конст-
рукцию гипара обрамляют 1 товыми
элементами, горизонтальный размер
сечения которых принимают равным
1/50... 1/60, а вертикальный - 1/100
пролета При пролетах более 60 м реко-
мендуется использовать двухпоясную
сетчатую структуру решетки с соотно-
шением высоты к пролету I /100. 1/150
Двух поясные оболочки представляют
собой две жестко соединенные сетки,
которые можно рассматривать как
изогнутые по заданной поверхности
перс крестно-стержне вые конструкции.
Стержнями сетчатых гипаров могут
служить стальные и алюминиевые
профили, узловыми соединениями —
многие из приведенных в гл. 6.
Напряженное состояние металличес-
ких сетчатых гипаров подобно сплош-
ным оболочкам; погонные усилия в
них вычисляют по формулам (7.23) и
(7 24)
В сетчатой оболочке при располо-
жении диагональных стержней в на-
правлении отрицательной кривизны
(рис 7.49, о) усилия вычисляются
по формулам:
сжатие
= —«га; (7 41)
растяжение
F и/2 '7 42)
Для сетчатой оболочки с диаго-
нальными стержнями в направлении
положительной кривизны (рис. 7.49, б)
усилия в стержнях составляют:
растяжение
F, = nxa-. (7.43)
сжатие
• s_ v¥2„sO/2 (Z.44|
Расчет прочности и устойчивости
стержней выполняют в соответствии <
методикой, изложенной в гл. 2.
Конструктивная схема покрытия е
С)
Рис. 7 50. Стальные гиперболические панели ла пролет:
а — общий вид; б — деталь покрытия; 1— длинный элемент опорного контура. 2— короткий элемент контура;
3— распорки. 4— прямолинейные образующие гипара; 5— пролетная конструкция в виде гипара. 6— элементы
жесткости панели
применением тонколистовых металли-
ческих оболочек может быть образо-
вана из отдельных панелей «на пролет»
(рис. 7.50). Каждая панель в плане
представляет собой прямоугольник раз-
мерами ЗХ(12...36) м и состоит из
замкнутого пространственного опор-
ного контура, пролетной конструкции
в виде гипара и элементов жесткости.
Бортовые элементы проектируют из
скрученных швеллеров, двутавров или
прямоугольных труб. Пролетная конст-
рукция образуется из листов профили-
рованного настила, уложенного гофра-
ми вдоль длинных сторон опорного кон-
тура. Элементы жесткости в виде сталь-
ных полос, прикрепленных только к
гофрам настила, уменьшают деформа -
тивность панелей. При наличии в про-
лете сосредоточенной нагрузки от под-
весного транспорта, аэрационных фо-
нарей и т. п. длинные стороны контура
для уменьшения изгибающих момен-
тов усиливают шпренгелем. На строи-
тельной площадке панели объединяют-
ся в монтажные блоки, число панелей
в которых зависит от шага колонн.
Углы панелей в блоке соединяют рас-
порками, которые вместе с короткими
элементами опорных контуров образуют
подстропильную систему.
Металлических оболочек-ги паров
построено немного, поскольку они доро-
же железобетонных и деревянных.
Деревянные гипары. — распростра-
ненная разновидность деревянных обо-
лочек двоякой кривизны. Благодаря
линейчатости поверхности они могут
быть выполнены из прямолинейных
элементов — досок, брусков, фанерных
полос и т. п. Наибольшие из них
достигают размеров по диагонали 60 м.
Примерами гипаров, построенных в на-
шей стране, может служить шахмат-
ный павильон в г. Баку — оболочка из
грех гипаров пролетом 20 м, а также
серия гипаров сельскохозяйственного
назначения в Эстонии. Деревянные ги-
пары легки и достаточно прочны, спо-
собны воспринимать значительные
мембранные усилия. Малая теплопро-
водность древесины во многих случаях
дает возможность обходиться без теп-
лоизоляционного слоя. Такие оболочки
просты в производстве. Наиболее часто
в покрытии применяют оболочки с
прямолинейными бортовыми элемента-
ми.
Оболочку гипара при пролетах до
12 м делают из двух слоев досок 20...
25 мм. При больших пролетах приме-
няют два, три слоя или более. В наибо-
। я-чои га» ii/вий r.puei .
лее распространенной трехслойной кон-
струкции доски среднего слоя направ-
ляют параллельно диагонали, соединя-
ющей приподнятые углы оболочки (рис.
7.51). Нижний и верхний слои идут
параллельно сторонам оболочки под
углом 45° к среднему слою и под
углом 90° друг к другу
В основу методики приближенного
расчета положено предположение, что
доски, идущие параллельно диагонали,
соединяющей приподнятые углы обо-
лочки, работают на растяжение вдоль
волокон, как гибкие нити. Доски, иду-
щие параллельно сторонам, образуют
арки и работают на сжатие, дейст-
Рие 7.51 Конструктивные схемы деревянной оболочки"
а двух...» иая оболочка, б в
выпуклой диагоиати; ?— то же
ре— -йная оболочка. /—доски оболочки, расположенные в направлении
вогну к» диагонали, 3—то же, прямолинейных образующих. 4— затяжка,
5—бортовые элементы; Я—чгловые опоры
вующее под уыим 45° к направлению
их волокон.
Значение усилия Nb в бортовом
брусе определяется по формуле (7 25)
Потеря устойчивости сжатого бор
тового бруса в плоскости оболочки
невозможна по причине жесткой связи
бруса с полем оболочки. Потеря ус
тойчнвостн в вертикальной плоскости
также невероятна в связи с тем. что
она может возникнуть только после
разрыва растянутого слоя оболочки
Поэтому явление продольного изгиба
при расчете опорного бруса не учиты-
вается. Условие прочности бортового
бруса при сжатии
c=Nb/An<Rty (7.45)
Средний слой досок проверяется
на растяжение силой
Условие прочности
u=-[-n/t ,,-ZRty v?.46)
где < толщина «веки среднего слоя
Доски нижнего и верхнего наруж
ного слоев проверяют на сжатие стой
— п. Продольный изгиб не учитывается
в связи со стабилизирующим тейст-
вием среднего растягивающего <. оя
Если направление сжимающей < илы
— п составляет с направлением воло-
кон досок угол 45*'. то они проверяю, я
на смятие под этим у гл™
Условие прочности
<7=г- -и/Г. -н - ч (7.47)
где ti„f, . толщины досок нижнего
и верхнего наружных слоев.
Распор Fi, воспринимается или
непосредственно фундаментом, или за-
тяжкой Прочность затяжки опреде-
ляется по формуле (2.3) с учетом
коэффициента условий работы у, (на-
пример, если затяжка парная, то
ус=0,8). Пример конструктивного ре-
шения узлов деревянного гипара дан на
рис. 7.52.
К гиперболическим оболочкам
пластмасс относятся однослойные стек
лопластиковые гипары толщиной 3
5 мм, изготовленные способом контакт
ного формования, и грибовидные одно
и трехс.юйные оболочки. Средний слой
последних может выполняться из пено-
пласта. а обшивка - из полиэфирного
стеклопластика. Толщина однослойной
оболочки определяется ее устойчиво-
стью.
Однополостной гиперболоид враще-
ния служит геометрической основой
формы распространенных в строитель-
стве сборных железобетонных гипербо-
лических панелей-оболочек, экономи-
ческий эффект которых увеличивается
при использовании предварительною
напряжения Особенно рационально их
применение в многоволновых покры-
тиях. Панель-оболочка представляет со-
бой поверхность отнополостного гипер-
болоида вращения Она совмещает
преимущества пространственной рабо
ты оболочки двоякой кривизны с кон-
структивными качествами, присущими
поверхностям f прямолинейными об
разующими.
Для образования панели-оболочки
из однополостного гиперболоида вра-
щения с очень большим радиусом
вращения вырезается в горловой зоне
узкая полоса abed (рис 7.53. а).
। чем , • nll< рСим w.’h-jil яане.И'
Рис 7.54, Гиперболичес
кис панели-об<1лочки
.>р—" -г «6р..
кот .,> <,• .ктн
ческоги 1рнвед₽>'иог<1 сече-
гми.ц>ными торцевыми диа
фра гм я ми; б- то же. с нвк
дольное р <»ри. ° тиафра
ма вертниальнал. о— арма-
турная сетка; 4— направл-
ние расположения предас.-
рнтел*-“‘» "априж*' "ной ар
9
Исходными размерами при проектиро-
вании оболочки являются пролет I.
ширина волны Ь и стрелки / и fi (рис.
7.53. б) Отношение 1/Ь находится в
пределах от 6 до 4. Высота сечения h
панели-оболочки в середине пролета
принимается в пределах от 1/25 до
1/15 пролета I (рис. 7 54} Стре-
ла подъема панели в продольном
направлении назначается в пределах
от 1/60 до 1/40 пролета I Глубина
волны f принимается равной 1/8...
1/4 ширины волны Ь: ширина bt прямо-
линейных участков сечения (продоль-
ных бортовых элементов) 1/4... 1/2
глубины волны f. Максимальная толщи-
на оболочки t назначается в соот-
ветствии с диаметром арматуры и тол-
щиной защитного слоя бетона, но не
менее 30 мм. Толщина продольных бор-
тов h принимается равной (1,5...4)/.
Изгибную жесткость панели можно
повысить введением продольного ребра-
киля (рис. 7.54, в). С целью уменьшения
веса большепролетных панелей (более
18 м) киль выполняют облегченным
с тонкой стенкой и вертикальными
ребрами жесткости, с отверстиями или
затяжкой.
Бескилевые панели-оболочки (рис.
7.54, а. б) армируют предварительно
напряженной высокопрочной проволо-
кой или прядями в вице двух пакетов,
расположенных по двум системам
прямолинейных образующих. В киле-
вых панелях-оболочках предварительно
напряженную арматуру располагают в
киле, ширину которого назиача ют
достаточной для размещения арматуры
Затяжки в панелях выполняют из
прокатных профилей или железобетон-
ными, армированными стержневой ар-
матурой, одно- иля многопрядными ка-
натами. Поле панели армируют свар-
ными сетками из холоднотянутой про-
волоки. продольные борта и киль —
сварными каркасами и отдельными
стержнями, а торцевые диафрагмы —
сварными сетками, каркасами и отдель-
ными стержнями
Гиперболические панели можно с
достаточной для практики точностью
рассчитывать как балки на двух опорах
с криволинейным недеформируемым
поперечным сечением. При этом дейст-
вительное поперечное сечение оболочки
заменяют приведенным (рис 7 54, г, д).
ГЛАВА 8
РАСТЯНУТЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Растянутыми называются несущие
конструкции, основным напряженным
состоянием которых является растяже-
ние. В отличие от всех других видов
сопротивления, растяжение — единст-
венное, при котором прочность мате-
риала используется полностью. Срав-
нивая растянутые элементы со сжаты-
ми, потерю устойчивости которых при-
ходится предотвращать увеличивая се-
чение или снижая расчетное сопротив-
ление, можно установить, что при пре-
дельной гибкости для основных эле-
ментов Х= 120 коэффициент продоль-
ного изгиба ф равен: 0,321 — для стали
с 7?л=320 МПа, а с /?р=640 МПа —
0,167, т. е. в первом случае исполь-
зуется 1/3 прочности стали, а во втором
только 1/6. Таким образом, для сжатых
элементов повышение прочности мате-
риала особых выгод не дает. В то же
время растянутые элементы, не испыты-
вающие продольного изгиба, позволяют
полностью использовать прочность ма-
териала, в силу чего применение для них
высокопрочных материалов становится
эффективным.
РаЬтянутые конструкции как один из
элементов архитектуры гражданских и
промышленных зданий получили широ-
кое распространение в послевоенные
годы. В англоязычной литературе поя-
вился термин «tensile architecture»,
буквальный перевод которого «растяну-
тая архитектура» хотя и звучит дву-
смысленно, но довольно точно характе-
ризует ту область архитектуры, где
основную тектонику сооружения опре-
деляют растянутые конструкции.
Несущими элементами растянутых
конструкций служат либо линейные
элементы — нити (тросы, канаты, про-
волока, круглая сталь, а иной раз и
обладающие некоторой жесткостью
длинные и тонкие, а поэтому гибкие
металлические и даже железобетон-
ные ленты), либо поверхности (сетки
из переплетенных нитей и мебраны —
тонкие листы из металла, полимерных
материалов, тканей и т. п.).
Существует два вида нитей, харак-
тер работы которых совершенно раз-
г)
Рис. 8 1 Форма гибкой нити при загруженин:
кой вертикальной ив грузкой, в — нагрузкой, распре-
деленной но треугольнику, г— равномерной ра-
диальной нагрузкой; д — сосредоточенными силами,
е—несимметричной распределенной нагрузкой; Z—
цепная линия. 2— квваратнвя парабола. 3— кубичес-
кая парабола, 4— окружность
личен. Первая из них подвержена
воздействию поперечных нагрузок. Бу-
дучи более длинной, чем расстояние
между точками ее закрепления, и не
имея собственной формы, она прини-
мает очертание, единственно возмож
ное при даннрй-нагрузке (рис. 8.1) Ее
называют гибкой нйтью и она является *
основным элементом большинства ви-
сячих конструкций с применением
стальных канатов. Нить другого типа
поперечной нагрузки не несет. Она рас-
тянута только продольными силами и
поэтому всегда прямолинейна. Так ра-
ботают оттяжки^удерживающие мачты
кораблей,—(ванты, от которых это на-
звание перепито в область строитель-
ства Конструкции с их применением
называют рантовыми или подвесными.
Применительно к строительному на-
значению ванта прямолинейная нить,
поддерживающая конструкции второго
порядка, непосредственно воспринима-
ющие нагрузку (балки, арки, нити
и др.)
Два или три семейства гибких
нитей, будучи соединены между собой
в точках пересечения (узлах), обра-
зуют сетку, обычно называемую тро-
совой (или канатной). От гибких ни-
тей и вант сетка отличается двухосным
напряженным состоянием Это — пол-
ноценно пространственная система
Мембрана имеет много общего с
сеткой. Ее можно представить в виде
сетки с нитями, столь широкими и
плотно сомкнутыми, что просвет меж-
ду ними закрылись. Однако в отличие
от сетки «сплошность» мембраны по-
зволяет ей оказывать некоторое сопро-
тивление сдвигу в своей роверхности.
деревянные доски. Не исключается ис-
пользование многозвеньевых цепей.
При анализе напряженно-деформи-
рованного состояния гибкой нити учи-
тывают ее свойство не сопротивляться
изгибу и при любых комбинациях на-
грузки принимать такую форму, при
которой изгибающий момент внешних
нагрузок во всех ее точках становится
равным нулю.
Радиус г кривизны нити в рас-
сматриваемой точке, натяжение N нити
и нормальная составляющая q внеш-
ней нагрузки связаны зависимостью
N = qr. Зная закон изменения нагрузки
по длине нити, можно найти ее очерта-
ние.
В отличие от жестких конструкций
(например, арок), упругие деформации
которых сопровождаются сравнительно
небольшими перемещениями, гибкие ни-
ти характеризуются большой кинемати-
ческой подвижностью. К ним неприме-
ним принцип независимости действия
сил, и поскольку при изменении на-
грузки изменяется геометрия нити, за-
дача расчета усложняется, становясь
геометрически нелинейной.
При приближенных расчетах снача-
ла решают кинематическую часть за-
дачи, т. е. определяют форму нити
из условий равновесия действующих
сил, а затем находят величину ее
натяжения. Формулы для расчета гиб-
ких нитей при параллельном и ради-
альном их расположении даны в
табл. 8.1
Максимальное натяжение гибкой
нити N находят как равнодействующую
распора Fh и вертикальной составляю-
щей Fv опорной реакции по формуле
N^^F^ + F2
(8.1)
8.1. ГИБКИЕ НИТИ
И ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
Для несущих элементов висячих
покрытий используют канаты из сталь-
ной проволоки одинарной или двойной
свивки, а также пучки и пряди тонкой
проволоки, реже — круглую или поло-
совую сталь, иногда склеенные по длине
Вследствие неравномерного распреде-
ления растягивающих усилий между
отдельными проволоками прочность
каната оказывается меньше суммарной
прочности всех проволок или прядей.
Потеря ее в зависимости от конструк-
ции каната составляет 15...25 %. По
этой же причине падает величина мо-
Таблица Я I Формулы для расчета гибких нитей
Типы висячих покрытий Параллельно расположенные канаты с опорами- Радиально расположенные капоты:
В вогнутом покрытии в шатровом покрытии
Й одном уровне нс розных уровнях
Планы расположения канатов и грузовые площади “i '' '.'-ni ' , _ i=4iD 3
4=4«°
Расчетные схемы гьгптт.т III III III II» it t А FT Д^'1" гггЛТПе
Уравнение оси нити 4/X (t-x)/t3 xtj/nVxft-xJ/t» 6/X(t-2X«4X%J/t* xtgp*fl/x ft-x’/t^/л
Отношение длины нити р- к пролетуi f, tg*P , t2B 1 tj2
Распор Ff,-
Вертикальная реакци Левой опоры я = it 1г Чк/1гь\при,/ trffi it =0 yt/b It ’ {« Fy^it/2
то же, правой Fy n - «с»
УпРУ.гий tf = провес 3 Р2 4** 128 Т7 ЕЛ 5 Р* 4<* 864 f2 Ей
дуля упругости Даже после обяза-
тельной предварительной вытяжки мо-
дуль упругости каната не превышает
1.7-10s МПа (против 2,1-105 МПа
у одиночного стержня). Требуемую пло-
щадь сечения каната определяют по
формуле
A=y^/(RM, (8.2)
где N усилие в канате; ут=1,6—
коэффициент надежности по материалу;
R,in - временное сопротивление сталь-
ной проволоки, равное 1176, 1372,1568,
1666, 1764, 1862 и I960 МПа для
канатов ТК. ТЛК-О, ЛК-Р, Run= 1078.
1176, 1274 и 1372 МПа для закрытых
канатов; k„ — коэффициент, учитываю-
щий снижение разрывного усилия кана-
та по отношению к суммарному раз-
рывному усилию проволок (для кана-
тов одинарной свивки типа ТК kn=
=0,75; для канатов двойной свивки:
типа ТК ftn = 0.58; типа ЛК-Р А„=0,48,
типа ТЛК-О £„=0,46; для закрытых
канатов fe„=0,85).
Требуемая площадь сечения нитей
из арматурных стержней
А = N/Ry.
где /?в=340 МПа для стали класса
А-III и 500 МПа для стали класса
A-IV.
Проверку упругого провеса Af под
нагрузкой выполняют по формулам,
приведенным в табл. 8.1. Модуль упру-
гости принимается равным: для кана-
тов после предварительной вытяжки
1,4-105...1,6-10s МПа, а без вытяжки
1.2-10s... 1,3-10s МПа; для арматурной
стали 2,1 -105 МПа Предельный провес
\f/l при условии последующего омо-
ноличивания покрытия доходит до
1/200.
Очной из разновидностей гибкой ни-
th является ^.груне )то сильно
тянут.1Я на юры стальная нить, к-,
тория работает на поперечную нагруз-
ку, провисая пи мерс своих упру ТТЛ
удлинений. Стр*ин е п«пт-4ы испоц.-
з\ют для сравнительно небольших
(20 ..40 м) пролитое при нар;, i > .11.
ном радиальном и перекп><.| и р*сло
.юженин струн.
Помимо неоспоримых инженерных
достоинств, висячие покрытия обладают
богатейшими архитектурными возмож-
ностями Недаром конструктивную ос-
нову МНОГИХ ВЫДлиЩИлсЯ обществен-
ных зданий и сооружений спортив-
ного и грелищного назначения, возве-
денных в последние го л. о -ставляют
висячие конструкции
Монтаж висячих покрытий с|-лвни-
тельно несложен, их основнь • и сущи*
элементы (каниты) имеют малые тргне
портные габариты Од1 о главным
достоинством висячих покрытий яв-
ляется легкость. Вперит в тории
строительного i к. ib
веса покрытия не ..
протнводе «СТЕНЕ О • . , I ’
лам ветра, дохшиишдо ю I кН • >
дало повод известному фрак « -
инженеру «рхитскт... Р о • -«•<-, •
охарактеризовать -г rrai 1 1 тигля
। гроит льн "О и - . т-< i го
рода труктурную революцию >, имея
в ви_у переход конст|.киш u новое
качественное состоянш ю . трои-
телям приходнтсп таботитщя и. .толь-
ко о <поддержании» покрытии, сколько
об его «удержании* «»т подъема гидами
ветровою отсоса.
Висячие покрытия имеют три ос
новные особенности, которые находят
отражение в архитектуре г ору же
ний. где они игра«>т цаметиу» роль в
объемном решении наличие ом ра«_пи
ра, приложенных к наибол'-- возвы
шенным точкам сооружения. труян««ти
водоо щда с юиигтои пошг-i --ли
покрытия. кинематическая nevi-чш- <
ВОСТЬ покрытия, of IfOmviP МаДПА
ИЗГИбНОЙ Ж(1Т|».СТЫ0
Обеспечение восприятия лм расио
ра --задача инженерная ()имы> кон
структивные г“ш«.ния. направленное ни
логашение эти- сил ые. нс
(.•снованию. нЭстопькп RblJ.. i-'iv i.-iili,
ч1о не могут не с- иа>ьсм не армией
тур- Окружения Они . « -1ВЯ1--
четкого тектонического осмысления
Особенно это относится к внутренне
неуравновешенным системам, когда
средства восприятия распора (ui im/kku
контрфорсы, пилоны, проги ВОВЫ-Ы
ит ii) становятся неотъемлема
дчементом архитсь уры.
Кинематическая подвижность вися
чего покрытия, проявляющаяся особен
но заметно при неравномерных ег-
загружениях. требует специальны' «с
роприятий по стабилизации, которые
нередко приводят к рождению новых
конструктивных И орхн«сптурных фор*-
Одним из критери в -нкн варньнт -г
ВИСЯЧИХ покрытий рагсуятрчпяемы
ниже, является стабильность .....
верхности
Когда единственным видом нагр ши
явлг-tim (г.бс*тг’ный вес нити и
поддерживаемой ею кровли, г ₽ norm
янная нагружа, то форма нити описи
вается уравнением цепной (катянар
ной) линии Любая временная нагрут,-
(снег, ветер и др ) вызывает временное
изменение первоначальной конфигура
ции нити. Естественно, что чем больше
постоянная нагрузка по сравнению с
временной, тем стабильнее форма нити.
Поэтому один из наиболее простых
способов ее стабилизации сводится к
искусственному утяжелению покрытия
путем укладки на канаты бетонных
кровельных панелей Например, одно-
сторонняя снеговая нагрузка $ вы-
зывает долоднитйльнпе перемсшени-
нити в четвертях пролета (ри< 8 1 е).
равное
гI и- рвиначильный провес пяти
наг[ i
Формула («3) показывает к.тиян«-
нягрудкн Н‘- -меньшение кинематиче-
них перемг пепий нити При очен«« лег-
ким покрыпш (пусть #=0) перемете
Рис. в.З. Висячие покрытия с использованием жестких нитей в виде:
а — стальных сварных двутавров (плевательный бассейн в Харькове), б — деревянных клееных прогонов (спорт
чип в Пуатье Франция); /—главная арка. 2—висячие прогоны
ний снег, .ветер). Жесткими нитями
могут служить стальные профили или
даже пакеты склеенных по длине
досок (рис. 8.3). Методика прибли-
женного (компоновочного) расчета
жестких нитей изложена в [17].
Провисая под собственным весом,
жесткая нить испытывает дополнитель-
ные изгибные напряжения, которые
можно оценить формулой
o=£h/2r«4Ehf/Z2. (8.4)
где h — высота профиля жесткой нити;
г — радиус кривизны нити в рассмат-
риваемой точке.
Снижение этих напряжений может
быть достигнуто путем заблаговремен-
ного придания жесткой нити криво-
линейного очертания.
Дальнейшее ужесточение нити при-
водит к сквозной системе — ферме,
имеющей очертание провисающей нити
(рис. 8.4). Как и любая висячая кон-
струкция, она работает в основном на
растяжение. Однако, будучи гибкой (по
сравнению с балочными фермами),
она реагирует на воздействие несиммет-
ричных нагрузок некоторыми измене-
ниями очертания. Один из ее поясов
(полностью или на части длины) может
оказаться сжатым.
Введение промежуточного шарнира
превращает ферму в трехшарнирную
систему, в которой удачно сочетаются
с-. , - .л . . miii и (юрмы (или
6. wи) T । > ► инн
H.i!i выдаю*!-u. •« ' ' <.» •• • • • it I'hv
H d ^ччт-.i . .... .. ..lu.itua.j
Создаваемый висячими конструк
циями распор воспринимают одим из
двух основных способов: с помощью
. юьг. и оттяжек, заанкеренных в труп-
*1, или же с использованием силы
гяжести или жесткости присоединяемых
массивных сооружений (рис. 8.5).
Анкеры в виде бетонных массивов,
винтовых свай, тарельчатых упоров
и т. п раччитынают на противодей-
твир выдергивающей силе. Условие
тоичиво 'И массивных конструкций,
прдовигг нищих силе F натяжения ка-
..I ц| .'-’-рив?'.- превышение мо-
। •. ир,'••.1ющего nil опрокиды-
ыюшим
ill иПкие нити и ei
Go-bS Fby (8.5)
где G — сила тяжести (вес) сооруже-
ния; а, b — плечи удерживающего и
опрокидывающего моментов относи-
тельно предполагаемой точки поворота
сооружения при его опрокидывании;
у — коэффициент условий работы, при-
нимаемый равным 1,2...1,4.
Однопоясное висячее покрытие на
удлиненном плане представляет собой
ряд параллельно расположенных кана-
тов с шагом 1,5—3 м и стрелой провеса /,
равной 1/10...1/20 пролета (рис. 8.6).
Канаты крепят к бортовым элементам
(обвязкам), поддерживаемым колонна-
ми, шаг которых назначат кратным
шагу канатов. Примерные размеры
сечения бортовых элементов: в направ-
лении канатов- 1/10 шага колонн.
другой размер в 1,5—2 раза меньше.
Водоотвод обеспечивают постепенным
увеличением стрелы провеса канатов от
середины к торцам, создавая уклон
кровли 1.5.. 2 %.
Функциональные и эстетические со-
ображения приводят к ряду вариаций
одно поясных покрытий с использовани-
ем промежуточных линейных опор в ви-
де арок или гибких нитей (рис 8.7).
Когда распор нитей не погашается
внутри самой конструкции, как это
происходит, например, в замкнутых
кольцевых системах, то устройства, про-
тиводействующие распору (оттяжки,
противовесы, пилоны и др.), становятся
зримыми и требуют архитектурного
выражения их работы. Отражение
«невидимого конфликта» между силами
натяжения нитей и силами, их уравно-
<Ц) Глава 8.
Висячие покрытия на круговом пла-
не Расположение несущих канатов од-
нопоясныу висячих покрытий на круго-
• чьно |. нообразно (рнс.
- , 1ависит прежде всего от типа
’моги настил cj и способа стабнл и -
п крытия. Нанболе»
шглядит радиальное рас-
•к к тов (рис. 8.11. а) При
г . _рном > .гружении покрытия все
нес цие нити «гхудятся в одинаковых
ыу1-.**1ях работы. их натяжения равны
и поэтому опорное кольцо испытывает
сжатие без изгиба и своей плоскости
Рис 8.6 Висячее покрытие здания с прямоугольным планом:
— стрела провеса каната в середине здания, f । — то же. у торцов, I— несущие канаты, 2— кровельные панели.
Я— бортовой элемент, 4 стойка, 5—оттяжка, 6—анкерный диск
Рис. 8 7 Двухпролетные покрытия с параллельным расткможенисм канатов:
на прямоугольном плане <3 — е — на о-«льном плане Промежуточные опоры, арочные (о, в,д), висячие
• л'Орл ИСП« 1Ь.-?ЮТ для ус
< • гн-.го фонаря. Сибилиза
шя покрыт,.я достигается путем ис-
nu.nt ования Ж1 -езобстонных (часто из
легкого бетона) кров»>2ъных панелей (
замоноличиваннем швов при I.ременной
। pin pj »< п ; - тия, которое выполня-
ет так же, как и в случ.гс параллельного
рзспилотсния канатов. ..лм-^оличива
пне вогнутой новср > ь <ти д.рт оснэва
ниг называть это покрытие вшяч.-з
обо точкой с положительной гаусеовг <
кривизной (рис 8 II, б)
К сравнительно новой разновидное
ти радиальной схемы относится ради-
ально-кольцевая или многокольцевая
(рис. 8 12) Это -словно однопояс
ная система, состоящая из н«чнолькн*
концентричных двухпояснух колец,
которые соединены между собой корот
ними радиальными нитями идущими от
кольца к кольцу Каждая н*гь, будучи
прикреплена к верхнему пояса своей*
кольца, поддерживает ни жни и „пяе со
седнего кольца. Верхние пияеа икц
при этом испытывает ж.ли. ннж
ние - растяжение. Изменяя д«..ил ни
i и I2U . • . к. . м । i
Ч< .-КИЙ 5Л.1 || и ptHlil > I' I I I 1 I i <
ПИЙСК) Ч Г. D J •• V ’•
Пр ।
центр* t»-iv - .ц. г н< ыт»
ЦО айогуилтирй BI- I», - Ч ОДИИДКОИК
ле f .. • ... I.
центр* ып _ •> ........... • . ’.
садеЖНЫ“И нитями <м ................
сжат .му оц г
растяну........... 1 •Н<1Г
Висячие покрытия на квадратном
плане. Кв. . ий к >
В ОТЛИЧИ I I ' ’
а - бь »к. б арек, в » • <,ч‘ 1 • •
4 торцевая ба.Ч 5 «•».»»•.»• I -•« арки, Z | >
. । .грфоре I 1
Рис. 8 II. Висячие оболочки:
а • аксонометрической схема, б — разрез крытого
рынка в Бауманском районе Москвы, 1—канаты;
2— наружное сжатое кольцо, ° -------------- —
тянутое кольцо. 4— колонны:
S— световой фонарь
Рис 8.12. Радиально-кольцевая система висячего
покрытия:
а — аксонометрическая схема: б — последователь-
ность монтажа покрытии (снизу вверх), 1— централь-
ное кольцо 2— нес не канаты; .7 - стабилизирую
Шне канаты, 4— стойки промежуточных колец 5—
шорное кольцо
значительный изгиб, вызываемый при-
ложением сил распора всех нитей (рис
8 13) Изгибающим моментам противо-
стоит жесткий опорный контур, на-
пример контурная ферма. Значитель-
ное облегчение работы контурных элс
ментов достигают постановкой угловых
раскосов или некоторым срезом углов
контура. Радикальный меры исключе-
ния изгиба контура предусматривают
освобождение его от нитей, чего дости-
гают. сосредоточивая их в углах этого
контура Контурные элементы в таком
случае испытывают только сжатие (рис.
8.14)
Шатровые и воронкообразные по-
крытия. При возможности использова-
ния в качестве промежуточной опоры
возвышающейся над контуром здания
башни, мачты, колонны и т. п. висячее
покрытие приобретает вид классичес
кого шатра с поверхностью отрица-
।елыюй гауссовой кривимы (рис 8.15).
Если шатровое покрытие проектируют
с наружным водостоком, то параметры
меридиональной линии должны соот-
ветствовать ^гцовию h/l \(jf/3l Про-
вес канатов в середине пролета при
этом рекомендуется принимать равным
/=//(20. 25).
В 1,т«фу;40еЯИМХ СфЛМиШЛЙШ вС1
больших размене копгури-ч? «п«ь •
мои • т быть -п^вано • ►.. ч tin
виснуть НЯ каната к Т • . .... .•
покрытие нззыпаю| ||>ибосшчп ' i
8 16.0.6) Расup.i.трин-- : т • и •• ...
Голей крупные здания . . .
. >м инж. Н В Hi ... . iu» и I
для зданий прпшна .плана '(•
гннатьную систему г • • выш
сенным опорным к* «т. • ||н 8.1b.
в)
Форм ы । ... пора I в
составляющих опорных.............. .,
•ЫП*ШНХ ПО«П»<Т» » IlflliM-SCIIU и
Двухпоясные к прытия. ij.in.i «и
• !«<Т| Т» • .'!• • ► •МИГС«« • «. ► -»•
Г.Ъ.'1 в|(|-»ПН» »г««рмы1 СП» иЧТ TfftirUflM
•» *r !>«•«..• hj® «и»1
rjrmirt НКММГН-4 IrCfUlUM, Ьр»«<л1
t tbUtAt-ifcpyirttaMv »p«*
HHIHJ tlHIH UW IMXJblAi4rV T4 «H«l Ip'I'UH»
up.I Il »-*».f J. • . i ; • - *JM, Н.Т1Ц'»*.
t< I i . J ВНИЗ Сейлы I |><W!H UUIIII II
акп«е "'1 1 .и". . ®.-rna).iai . гчру
(Паши . • м« hi DOTI'1 1 •
(рш 8l.i (Ipe м " i it. <
ние стабилизирующего пояса, выпрям-
лению которого препятствует связь с
несущим поясом, аналогично по резуль-
тату действия пригрузке, хотя таковая
в данном случае отсутствует. Поэтому
кровля двухпоясного покрытия может
быть сколь угодно легкой, что и являет-
ся неоспоримым его достоинством.
Существует два типа тросовых
ферм- с вертикальными соединитель-
ными элементами в виде стоек — рас-
порок или стяжек (рис. 8,18, а—г) и с
треугольной решеткой в виде раскосов
переменного направления (рис. 8.18,
д, е). Взаимное расположение несущего
и стабилизирующего канатов в двух-
поясных системах существенно влияет
на их оценку с инженерной и архитек-
турной точек зрения Достоинство двоя-
ковыпуклой схемы (рис. 8 18, а) в том,
что оба ее пояса сходятся у обеих опор
в одной точке,упрощая тем самым
устройства, воспринимающие распор.
Недостатки наличие высоких стоек, а
также неустойчивость конструкции при
монтаже, вызывающая необходимость
использования специальных связей для
их раскрепления.
Вертикальные элементы решетки
(стойки) у ферм двояковыпуклого очер-
тания сжаты, а двояковогнутого —
растянуты, что позволяет делать их,
как и пояса из канатов. Такие фермы
устойчивее при монтаже, а возможность
соединения поясов в центре еще больше
повышает кинематическую устойчи-
вость схемы. Однако необходимость
крепления поясов в двух точках на
разной высоте рассматривается как
недостаток. Часто используется комби-
нированная, выпукло-вогнутая схема,
у которой несущий и стабилизирую-
щий канаты пересекаются дважды на
некотором удалении от опор (рис. 8.18,
г).
Тросовые фермы способны перекры-
вать пролеты более 100 м. но уже при
пролетах 18...24 м они успешно конку-
рируют с обычными стропильными фер-
мами, особенно в многопролетных по-
крытиях, где их распоры и смежных
пролетах взаимно погашаются.
Рис. 8.18. Висячие (тросовые) фермы
а — г — двухпоисиые. безраскосные (о - двояковы
пуклые. б, в — двояковогнутые, г — выпукло-вогну-
тые) ,d. е — с треугольной (раскосной) решеткой. I—
распорки: 2— стабилизирующий канат: 3— несущий
канат; 4— стяжки. 5— раскосы, б— ендова; 7— точ-
ка соединения поясов
Шаг тросовых ферм принимается
равным от 3 до 6 м в зависимости от
несущей способности кровельных пане-
лей (обычно в виде профилированного
настила или из оцинкованных стальных
листов с утеплителем и гидроизоля-
цией). В качестве поясов тросовых
ферм используют стальные канаты
I
одинарной ИЛИ Д1II иной свивки из
высокопрочной приволоки Сжатые
стойки (распорки) обычно делают из
Tpvfi, растянутые стойки (стяжки)
из канатов или арматурной стали. При
необходимости per.тирования длины
распорки и стяжки оборудуют натяж-
ными муфтами
Величина стрелки провесу каната
колеблется в широких пределах г,т
!/?"> до 1/10 пролета, причем у несуще
го каната она несколько больше, чем
у стабилизирующего Чем больше
стрелка провеса катета, тем меньше
усилие в нем, но тем больше строи
тельная высота покрытия. Немалую
роль при выборе очертания поясов
играют архитектурные соображения,
тем более что вся несущая система,
как правило, в интерьере открыта.
Шаг распорок (или стяжек) связан с
конструкцией кровли и зависит от ши-
рины кровельных панелей, пролета и
высоты фермы. Обычные размеры 2,5
5 м.
Фермами с треугольной тросовой ре-
шеткой, спроектированными инжене-
рами Г Д Поповым я В. М. Вахурки-
ным в 1-953 г, был перекрыт пролы
874 м подвесной дороги у Волгограда.
Широкое распространение тросовые
фермы получили за рубежом, где их
связывают с именем шведского инже-
нера Д Яверта, детально разработав-
шего теорию ферм этой системы и ор-
ганизовавшего их массовое изготовле-
ние и монтаж (рис. 8.19) Рекомендуе-
мые им стрелки провеса поясов: несуще-
го f„/l— 1/17, стабилизирующего й/1=
= 1/25. Тросовые фермы этого типа,
будучи геометрически неизменяемыми,!
отличаются от безраскосных систем
повышенной’ жесткостью, особенно в
случаях несимметричного или неравно-
мерного загружения снегом или при
воздействии ветра. Использование их
рационально там, где эти загрузки
существенно превышают собственный
вес покрытия. Жесткости ферм повы-
шается при взаимном касании поясов
в середине пролета. Решетка таких
ферм работает эффективно только при
условии предварительного натяжения
отдельных раскосов с помощью винто
вых устройств, предусматриваемых кон-
струкцией узлов (рис. 8.19, vaeji Л)
к
е
н
Расчет двухпоясных безраскосных
ферм на вертикальные нагрузки со
стоит в определении усилий в поясах
ii стойках, а также их упругого про
висания Приближенный расчет выпол
няют но недеформированной схеме, т. е.
без учета изменения расч< зной схемы
под действием нагрузки.
На ферму действуют три вида
нагрузок' пчигоянная от собственного
веса канатов и кровельного покрытия,
времегпая от снега и ветра, дополни-
тельная ро, создаваемая предваритель-
ным натяжением стабилизирующего ка-
ната, так называемое контактное дав-
ление. Постоянную нагрузку g пол-
ностью воспринимает несущий канат
Временная нагрузка р распределяется
между провисающими совместно не-
сущим и стабилизирующим канатами,
в зависимости от соотношения пло
щадей А„ и Ас их поперечного сечения.
Значением и=Лс/Л„ задаются заранее,
учитывая соотношения временной р и
постоянной g нагрузок: при p~^>g х=
=2—1,2; при ptvg к=0,6—0,8, при
p<Cg х=0,3.0,6.
На стабилизирующий канат прихо-
дится часть нагрузки р.
рг^р„/(1 + а) (8 7)
где а—х^е/М1-
Нагрузка рс порождает в стабили
зпрующем канате сжимающее усилие.
Чтобы его нейтрализовать, необходимо,
чтобы «контактное давление» ро пре-
вышало ту долю временной нагрузки рс,
которая приходится на стабилизирую
щий канат. Считается, что это требо-
вание будет удовлетворено при ро®
»),2рс. Тогда расчетными нагрузками
станут (рис. 8.20): для несущего ка-
ната g„=g+p4-0,2pv; для стабилизи-
рующего g<.=0,2pt.
Максимальное усилие сжатия рас-
порки двояковыпуклой фермы развива-
ется в стадии эксплуатации при полном
ее загружении:
М=(g+р+0,2рс)д=, (8.8)
где b — шаг распорок
Максимальное усилие растяжения
стяжки двояковогнутой фермы будет в
стадии монтажа, до приложения на-
грузки-
Л = 1.2рЖ <8 9)
Методика расчета тросовых ферм с
треугольной решеткой основана на
условии-, чтобы все ее элементы при
любых сочетаниях внешних нагрузок
испытывали только растяжен 'е. Воз-
никновение сжимающих усилий в ка-
ком-либо раскосе равносильно выклю-
чению его из работы, т. е изменению
расчетной схемы фермы с превраще-
нием ее в геометрически изменяемую.
Такое состояние фермы в принципе не
отвергается, но целесообразность его
требует расчетного обоснования Рас-
чет выполняется в два этапа. Сначала
определяют усилия в элементах фермы
от внешних нагрузок обычным путем,
рассматривая схему как бы отвердев-
шей («мгновенно-жесткой») с идеально
жесткими стержнями без продольного
изгиба Затем находят единичные уси-
лия от предварительного напряжения.
Сопоставление последних с сжимаю
щими усилиями в раскосах от внешней
нагрузки позволяет найти величину
предварительного напряжения, по-
гашающего усилия сжатия.
Провес фермы (дополнительный)
под нагрузкой равен
А/ «<7„/’/|40f2£H4I + а) 1 • <8.10)
где Ек — модуль упругости каната;
Ли — площадь сечения несущего кана-
та.
Использование двухпоясных вися-
чих покрытий в зданиях с круговым
или близким к кругу планом особенно
эффективно. Для них характерна внут-
ренняя уравновешенность сил распора,
полностью воспринимаемых опорным
кольцом, которое работает главным
образом на сжатие.
Наиболее простая двухпоясная си-
стема известна под названием «велоси-
педное колесо» (рис. 8.21, о)_ Необ-
ходимым ее элементом является цент-
ральный барабан сравнительно боль-
шой (около 1/10 диаметра) высоты,
к нижнему кольцу которого крепят
несущие канаты, а к верхнему ста-
билизирующие. Внешние концы тех и
других сходятся в опорном кольце.
Некоторого повышения стабильнос-
ти канатов при неравномерной нагруз-
ке достигают, вставляя между несу-
щими и стабилизирующими канатами
сжатые стойки, которые придают кана-
там выпуклое очертание (рис. 8.21, б).
Каждая пара канатов образует несу-
щую систему, подобную рыбовидной
безраскосной ферме
Стремление обойтись без громоздко-
го барабана в центре здания приводит
к иной схеме (рис. 8.21, в). Центральное
кольцо делают плоским, но опорное
(контурное) кольцо становится двой-
ным: верхнее кольцо для несущих кана-
тов и нижнее для стабилизирующих.
Водоотвод становится внутренним и
отводящие лотки скрываются в сети
стабилизирующих канатов. Каждая
пара канатов связана растянутыми
стяжками.
Замена стяжек треугольной рас-
косной решеткой превращает этот тип
покрытия в систему пересекающихся
в центре тросовых ферм Яверта (рис
8.21, г). Одну из разновидностей по-
следней создает размещение поясов со
сдвижкой верхнего над нижним на
половину шага. Образуется интересная
в архитектурном отношении радиально
складчатая форма покрытия.
В настоящее время получила рас-
пространение, особенно, в СССР, си-
стема двухпоясных покрытий, где несу-
щие и стабилизирующие канаты взаим-
но пересекаются на некотором удале-
нии от опорного кольца (рис. 8.21, г)).
Пояса покрытия соединены между со-
бой стойками, сжатыми в центральной
части покрытия и растянутыми в пе-
риферийной. Достоинствами этой си-
стемы являются: сокращение строи-
тельной высоты покрытия почти вдвое
по сравнению с покрытием двояковы-
пуклой или двояковогнутой формы:
примерно такое же сокращение длины
сжатых стоек; удачное решение водо-
отвода — из кольцевой ендовы во внут-
ренние лотки, но выходящие за габари-
ты покрытия.
Расположение нитей в висячем по-
крытии на круговом или прямоуголь-
ном плане может быть не только ра-
диальным. Нередко используют двух-
поясные сетчатые схемы — квадратную
или треугольную (рис 8 22). Если рав-
нодействующие усилий в нитях схо-
дятся в центре, то круговое контур-
ное кольцо, как и при радиальных
нитях, может оставаться безызгибным
Однако усилия натяжения канатов вы-
зывают значительный изгиб прямо-
угольных контуров, для противодей-
ствия которому приходится в плоскости
контура, между канатными поясами,
устанавливать горизонтальные фермы
(рис. 8 22, г)
Создание безызгибного контура -
сложная инженерная задача. Попытки
обойти ее решение находят выраже-
ние в системах с внутренними сжатыми
элементами (рис. 8.23). В них действи-
тельно при равномерной загрузке об-
разовавшихся секторов явление изгиба
исключается. Тем не менее к универ-
сальным эту систему отнести нельзя и
использование ее в архитектурном про-
ектировани возможно лишь при соот-
ветствующем решении объема сооруже-
ния
8.2. ВАНТОВЫЕ (ПОДВЕСНЫЕ)
И КОМБИНИРОВАННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Вантовые конструкции представля-
ют собой сложные системы, где ван-
ты — растянутые несущие элементы из
2 Подвесные (вантовые) конструкции
Рис Я.24 Угнлня в вантово-балочных система;
консольной. 6—портальной
канатов, тросов и т. и, - поддержи-
вают или придают устойчивость соеди-
ненным с ними изгибаемым или сжимае-
мым жестким элементам: балкам, фер-
мам, плитам, аркам и др. Если функция
поддержания превалирует над функ
цией обеспечения устойчивости пли
вообще является главной, то такие
системы называют подвесными.
Оставаясь всегда прямолинейными,
ванты не принадлежат к семейству
гибких нитей и могут быть выполнены
из стержней, обладающих некоторой
жесткостью.— полос, профилей и т. и
Ванты широко используются как глав-
ный несущий элемент в подвесных по-
крытиях, в том числе и в качестве
подвесок в висячих конструкциях, со-
единяя гибкую нить с балками жест-
кости, арками, плитами или другими
конструкциями, выполненными из
металла, дерева, железобетона и др
Основные схемы подвесных конст-
рукций представлены в табл 8.2.
Наиболее распространенной из них
является вантово-балочная схема —
балка жесткости, поддерживаемая ван-
тами в одной или нескольких точках.
Наклонные ванты расходятся лучами из
верхней точки опорных пилонов или
идут параллельно друг другу по схеме
«арфа». Способы восприятия возникаю-
щего распора остаются такими же, как
и для висячих конструкций.
Балка жесткости в подвесной систе-
ме поддерживается вантами, являющи-
мися для нес податливыми опорами
(рис. 8.24, а. б). Вертикальная осадка
v каждой опоры зависит от удлинения
ванты под действием ее растяжения
силой F:
F=P/sina, (8.11)
где Р узловая нагрузка, приходя-
щаяся на ванту.
Приближенная величина осадки
v=PIEA/sin-a. (8.12)
где I — длина ванты; а - угол мсжд]
вантой и осью балки жесткости.
Из формул (8.11) и (8.12) следует,
что с уменьшением угла а резко повы-
шается не только усилие в ванте N,
но и прогиб балки жесткости Поэтому
угол а обычно ограничивают значе-
нием а=30° (в исключительных слу-
чаях — 25°), что необходимо учитывать
при архитектурном проектировании,
решая вопросы об уровне точки креп-
ления верхних концов вант.
При приближенных расчетах подат
ливостью опор пренебрегают. Наиболее
приближенная (но и наиболее простая)
расчетная схема предполагает, кроме
того, наличие шарниров над каждой
опорой балки
Усилия F порождают в балке жест-
кости продольные силы N, равные сум-
ме проекций усилий в вантах на ось
балки. Они нарастают по мере прибли-
жения к пилону.
В консольной схеме сила N может
быть очень большой, и если ее не
удается передать примыкающим капи-
Рн • '• •• • •'"во-С^.точное notf*- •"
«.о- почт.- 'CiruTHi • «атьныг • | • явным |Л< “» ,ав киями •• -. 1«>к<>|п>льная.«..и —
твтхконс - мы» стремя - . (ьнымн ми in.-—.-»*- 1анты. '—бачка (ферма 1.8— опор
тальным сооружениям, как. например,
на рис 8.25, в—д, то пилон приходится
проектировать таким, чтобы он мог
противостоять изгибающему моменту,
равному (рис. 8 24. в) M = Nbh/
(b-i-h). Изгиб не может не отразиться
на профиле пилона, что выражает
переменная высота его сечения (рис.
8.24,.е).
Пилоны кроме того, испытывают
продольное сжатие силой V, представ-
ляющей собой сумму проекций усилий
во всех вантах на ось пилона. Пилон
может отклоняться от вертикали при
условии прохождения равнодействую-
щей усилий в вантах и оттяжках
вдоль его оси.
Вантово-балочные конструкции, в
которых значительную часть нагрузки
воспринимают растянутые элементы
ванты, позволяют экономично решить
задачу перекрытия средних и больших
(100 м и более) пролетов. Высокие
мощные пилоны и ажурная сеть вант,
обладая ярко выраженной тектоникой,
могут быть эффективно использованы
в архитектуре зданий и сооружений.
Пара консольных вантово-балочных
конструкций (пилон-балка-ванты), упи-
раясь концами консолей друг в друга,
образуют устойчивую трехшарнирную
систему (схема ж табл 8 2), которая
с успехом была использована для по-
крытий ряда зданий павильонного типа
(рис. 8.26).
Ванты успешно используют как кон-
турные, так и промежуточные опоры
пространственных конструкций. Эффек-
тивность их для поддержания покрытий
больших площадей состоит в том, что
от каждой основной опоры (как прави-
ло, пилона) могут отходить несколько
вант, создавая промежуточные опорные
точки для несущих конструкций лю-
бого вида Расположение этих точек
может быть довольно свободным, соот
ветствуя архитектуре сооружения (рис
8.27).
Комбинированными считаются кон-
структивные системы, в которых со-
четаются основные несущие конструк
ции — арки (рамы), балки гибкие нити
и ванты. Системы, в которых рацио-
нально использованы наиболее сильные
стороны (способность к высокому со-
противлению растяжению, сжатию, из-
гибу) каждого из конструктивных ком-
понентов, часто оказываются весьма
Рис 8 28 С »ема работы комбинированной конст-
рукции типа (А-|-Н):
ь 1есуший 5Леиеиг I го порядка—’арка (рана)
б — с -1TF—ствующая ему эпюра М, в - идея — изме
na„a моментов приложением сосредоточенных
?—реализация
пне» эпюры М
Таблица Н Я Комбинированные конструкции
Несущие элементы группы Несущие * цементы 2-й группы
Арни /А) Валки /6) Гибкие нити (н) В анты (В)
Арки (А) —
Балки [б/ — 6+8
ЧщрА б + Н
гибкие нити /и) ‘чгт76-гТ>’ И + И
л А-
Ввиты {В) В+л f —_ > 3+н < — —
1 1
экономичными и архитектурно вырази-
тельными.
В большинстве вариантов комби-
нированных систем присутствуют рас-
тянутые элементы (гибкие нити или
ванты) и именно их использование
как элементов, где прочность материала
реализуется полностью, ведет к наибо-
лее рациональным решениям.
В табл. 8.3 показаны принципиаль-
ные схемы комбинирования несущих
конструкций, работающих совместно,
хотя в ряде случаев силовой приори-
тет одного компонента системы перед
другим установить трудно
Схема (Б + Л) единственная из
них. где растянутые нити отсутствуют.
Это — арка с жесткой затяжкой и бал-
ка, подкрепленная аркой - схем*. не-
редко используемые в мостостроении.
В схеме [Н + Н], наоборот, отсутст-
вуют жесткие конструктивные элемен-
ты. Ей соответствуют разнообразные
тросовые фермы, рассмотренные в § ° 1
Схема (Б 4- Я) представляют собой
шпренгельную балку, подкрепленную
стойкой, поддерживаемой двумя ванта-
ми. Она широко применяется для пере-
крытия сравнительно небольших проле-
тов
Схема [Б+Н) отличается от (Бф-
+ В) тем, что большое число под-
крепляющих стоек, действуя на затяжку
как поперечная нагрузка, превращает
ее по характеру работы в гибкую
нить, идущую от опоры к опоре.
В схеме (ЛЦ-Я) арка связана с
гибкой нитью рядом стоек, которые
испытывают сжатие при приложении
нагрузки к арке или растяжение при
нагружении нити. При одинаковых
очертаниях осей арки и нити и при
равном их загруженип распоры (арка
сжата, нить растянута) взаимно пога-
шаются и конструкция становится
внешне безраспорной.
В сх<*че (А -4- В) комбинация вант
. аркой преследует главным образом
цель при здния аркг устойчивости в
плоско» гн ее изгиба, что позволяет
проектировать арки более легкими.
Вантами также пользуются как
средством ограничения кинематически»
перемещений гибких нитей по схеме
(В4-Я). Этот прием используется и в
пространственных висячих покрытиях,
когда кривизна некоторых участков
незначительна и имеется опасность их
«прохлопывания» под действием вет-
ровою отсоса. В частности, ванты были
использованы с этой целью в покры-
тии известной Роли-арены (США)
Схемы и (Н±Б) часто ис
пользуют для облегчения работы ароч-
ных и балочных конструкций (рис.
8.28) Одним из первых примеров реа-
лизации схемы (H-j-A) может служить
система «канаты-)-керамический свод»
пролетом 25 м. разработанная в 1841 г
в Петербурге инж Н Набоковым (см
рис. 1.10) Схема (Н + Б) была ис
пользована П.-Л. Нерви в ставшем,
классическим примером здания фабри-
ки в Мантуе (рис. 8.29, 6}
Схема представляет собой
один из практикуемых приемов стаби
лизании однопоясных висячих конст-
рукций с помощью вантовых оттяжек
Схемы (В+Л) и (В + Я) motvi
быть использованы для придания с по-
мощью вант устойчивости аркам или
гибким нитям при действии односторон
них нагрузок (снег, ветер).
Схема (В-|-Б), где ванты поддержи-
вают балку жесткости, используется
очень широко для покрытий зданий
В левой части схемы показано распо
ложение вант типа «луч», в правой
«арфа». Как и схема (НЦ-Б), они обе
часто встречаются и в мостостроении,
где их эстетические достоинства бес
спорны и признаны. При замене балки
плитой рождается пространственный
вариант с»емы (В-)-Б)
8.3. ТРОСОВЫЕ СЕТКИ
Тросовые сетки представляют собой
висячую систему, состоящую из двух
семейств взаимно пересекающихся гиб-
ких нитей и образующих четырехуголь-
ные, близкие к квадратным ячейки
Нити одного семейства (несущие) про-
висают, другого (стабилизирующие) -
вспарушены. Оказывая при предвари-
тельном натяжении взаимное давление
друг на друга, они образуют единую
седловидную поверхность, характери-
зуемую отрицательной гауссовой кри-
визной. В силу этого сеть обладает
кинематической неподвижностью и не
нуждается в пригрузке, так как на-
грузки гравитационного пронсхожде-
Р- • •' ' - - Л тросовой (, гкн
(ляилс • •• i «лмя и рад“»"’Ы кри-
визны «г. V1K> •7fi6I..,r13HpjiJIHHX ipok.OB)
ния воспринимают несущие нити, а вет-
ровой отсо^ — стабилизирующие (рис.
8.30).
Впервые в мировой строительной
практике сетчатые покрытия отрица-
тельной гауссовой кривизны были
применены В Г Шуховым в 1896 г.
в Нижнем Новгороде, где он построил
четыре выставочных павильона с сетями
пз узких железных полос В основу
покрытий Шухова была положена идея
шатра плоский замкнутый нижний
контур и возвышающаяся над ним
опорная точка, линия или окружность
(см рис. 1.11, С—г).
Покрытия из тросовых сеток как
элемент архитектуры обладают очень
широкими возможностями формообра-
ювания, которые ограничены лишь
несущей способностью нитей и опор-
ного контура, а также требованием
наличия отрицательной кривизны в
любой точке их поверхности. Наиболее
характерные схемы тросовых сеток,
опредс (немые в основном особенностя-
ми геометрии и жесткости их контура,
показаны на рис 8.31. Архитектурные
формы покрытий из тросовых сеток
весьма разнообразны Один из приме-
ров приведен на рис 832.
Несущими и стабилизирующими ни-
тями сеток служат стальные канаты.
Их сортамент, а также рекомендуе-
мые умы пересечений и концевых
И4 Глпяп Я Рт~гачутыо *г‘ЧСТрЧ,гЦи11
креплений канатов детально рассмот-
рены в [30].
В основу статического расчета тро
совой сетки положено требование, что-
бы при любом направлении дейст-
вия суммарной нагрузки (а она, прини-
мая во внимание отсасывающее дей-
ствие ветра, может иметь разные знаки)
ни в несущих, ни в стаблизнрующнх
нитях не возникали сжимающие уси-
лия (и кал предел — нулевые). Это
возможно лишь при предварительном
натяжении тросов сетки Оно незави-
симо от того, кому это преднапряже-
ние придается — несущим или стабили-
зирующим нитям,— может быть пред-
ставлено при расчете в виде экви-
валентной поверхностной нагрузки —
«контактного давления». Интенсив-
ность его должна превышать суммар-
ную интенсивность всех нагрузок,
действующих снизу вверх на стабили-
зирующие нити. Только в этом случае
в последних не возникнет «слабина»,
которая грозит волнообразными коле-
баниями кровельного покрытия.
Седловидная поверхность тросовой
Рис. 8 32. Покрытие тросовыми сетками спортив-
ного зала в префектуре Кагава, Япония.
I—несущие тросы; 2—стабилизирующие тросы. 3—
анкерные блоки, 4— опорный контур
сетки близка к поверхности гиперболи-
ческого параболоида, который отли-
чается постоянством отношения f/P
для всех тросов, параллельных глав-
ным осям эллипса или диагоналям
ромба. Это позволяет считать усилия
во всех тросах одного направления
одинаковыми, что в значительной
мере упрощает расчет, так как делает
возможным вести его только для одного
центрального троса, значения I и f
которого, являясь геометрическими па-
раметрами покрытия, известны. С целью
дальнейшего упрощения расчета пред-
полагают опорный контур недеформи-
руемым, а тросы нерастяжнмыми.
Стрелки провисания несущих тро-
сов принимают равными |н=/я/(8...
15), стабилизирующих — Д = /с/ (10...
25), придерживаясь пропорции
«3/2.
Нагрузка q распределяется между
тросами несущей и стабилизирующей
сеток. Большую ее часть восприни-
мают несущие тросы, меньшую — ста-
билизирующие, которые обладают спо-
собностью работать как сжатые арки
,Ю тех пор, пока их предварительное
натяжение не будет окончательно по-
гашено.
Полное усилие п (кН/м) в несущих
и стабилизирующих тросах висячей
ортогональной сетки на пространствен-
но искривленном овальном (или ром-
бическом) плане слагается из усилий
от предварительного и х натяжения и от
нагрузки интенсивностью q.
Усилия от нагрузки q определяют
по формулам:
для несущих тросов
лЙ=а?/хН1 (в. 13)
для стабилизирующих тросов
п?=—(1 — а)?/хс, (8.14)
где хн=8Д,/Й и Xc=8fc//c- кривизны
тросов в соответствующих направле-
ниях; а=1/(1+₽эг); х—хс/хн; 0 =
=ЕНХ11(/(ЕСЛС) — отношение продоль-
ных жесткостей тросов.
Предварительное натяжение стаби-
лизирующих тросов Пс назначают.
исходя из условия отсутствия в них
усилий сжатия при полной нагрузке <?:
п?^9₽ис/(и2+₽х?) (8.16)
Соответствующее предварительное
натяжение nJ} несущих тросов равно
(В16)
Расчетными (по прочности) усилия-
ми будут: для несущих тросов при
полном загружении n„=nE+riS; для
стабилизирующих тросов при полном
отсутствии любых других нагрузок
(стадия монтажа) пс=п°.
Прогиб в центре покрытия равен
и> =-------------г. (8.17)
128£(ДД» + Д /»)
где qn — нормативная нагрузка.
Распор несущих и стабилизирующих
нитей тросовой сетки вызывает изгиб
опорного контура покрытия. Основ-
ными конструктивными элементами
опорного контура могут служить балки,
арки, кольца или гибкие нити. Опор-
ный контур, придавая отрицательную
гауссову кривизну покрытию, не может
быть плоским. В наиболее простых фор-
мах контур представляется в виде двух
пар прямых бортовых элементов, по-
ставленных под углом друг к другу,
или пары так же расположенных арок.
Развитием арочного варианта является
пространственно-изогнутое эллиптичес-
кое или круговое кольцо Гибкий кон-
тур — это лежащие в одной полоскости
и закрепленные в неподвижных точках
нити, называемые тросами-подборами,
которые под действием усилий в тросо-
вой сетке принимают единственно
возможную равновесную форму.
Овальный опорный контур нахо-
дится в лучшем положении, чем четы-
рехугольный, так как его очертание
ближе к кривой давления, а напряжен-
ное состояние — к безызгибному. Оп-
тимальным соотношением размеров по-
луосей а и b эллиптического контура
считается с5//;2=//|)///С1 где и Нс —
распоры несущих и стабилизирующих
тросов, определяемые по формулам для
гибких нитей (см. табл. 8.1). При
колебаниях величин временных нагру-
зок и некоторой упругой податливости
контура эта пропорция нарушается
Поэтому изгиб контура неизбежен и за
дача про* ктнровщика состоит в том.
чтобы свести величины изгибающих
моментов в нем к минимуму.
Использование гибкого контура в
вид»- тросов-подборов, протя! иваемых
между фиксированными точками, су-
щественно изменяет линии очертания
плана покрытия- его стороны становят
ся вогнутыми. Такой контур истинно
безызгибен. каждый трос работает как
гибкая пить. Фигура троса подбора
полностью зависит от действующих на
него усилий Ян и nt в тросах, которые
представляют в виде распределенной и
нормальной к оси гибкого контура
нагрузки Н„л При постоянной ее
интенсивности (что можно считать ти-
повым случае^) усилие в тросе-подбс
ре:
\.т. =
где г падям. кривизны трое «-подбо-
ра
Известны тросовые сетки, натяги-
ваемые на замкнутый, сложно изогну-
тый в пространстве контур или на
|ибкий контур самой неопределенной
формы, примером которого может слу-
жить покрытие Олимпийского стадиона
в Мюнхене (рис 8.33) Контур имел 31
точку крепления по периметру и 8 на
топах внутренних мачт.
Тросовые сетки применяют также
при покрытиях типа шатров с одной
или несколькими промежуточными опо-
рами (рис 8 34), а также для воронко-
образных покрытий и каркасов гради-
рен
S.4. МЕМБРАННЫЕ ПОКРЫТИЯ
Однослойное сплошное покрытие из
листов или полос, раскроенных и соеди-
ненных между собой так. что они обра-
зуют заранее заданную поверхность
одинарной или двоякой кривизны,
называется мембранным (рис. 8.35)
Основной признак мембраны как инже-
нерной конструкции ее гибкость и
связанное с этим свойство сопротив-
ляться толь»» растягивающим 'чем*
ранным) напряжениям. Мембринны*
покрытия удачно говмешают в
способность одновременною вышмне
ния функций несущих конструкций II
ограждения В отличи» пт лрииим»
висячих покрытий, где роль
элементов играют гибкие нити, г • i•>"
из которых соерс-доточивае” r> a-fr.
часть силового потика, в мембран»*
он распределен по всей плцерхнлгти.
вызывая равномерные и сравниiельни
невысокие напряжения материал«
Поверхность мембранных покрытий
может обладать всеми вм ли гг •
совой кривизны. Наибольшей угтойчн
востью отличаются мембраны сирин .
тельной кривизны, найме ныне» и
вой.
Основные недостатки мембранных
покрытий связаны с большой площадью
поверхности открытого металла. Это
малая огнестойкость (предел 0,78 ч)
н коррозионная уязвимость, например
стальные мембраны на круговом плане
диаметром около 100 м могли иметь
по ус товиям прочности толщину 1 .
2 мм, если бы не опасность коррозии,
которая заставляет доводить ее до
4.. 5 мм Но и в этом случае общий
расход стали на несущие н ограждаю-
щие конструкции покрытия даже такого
пролета невелик и составляет 30.
40 кг/м2. Использование нержавеющих
сталей и алюминиевых сплавов позво-
ляет сильно сократить запас толщины.
Цилиндрические мембраны образу
ются рядом полотнищ, прикрепленных
к противолежащим сторонам опорного
контура (рис 8.35 al Простые по
конструкции и возведению, они неус-
тойчивы при действии отсасывающих
сил ветра и требуют пригрузки или дру-
гих мер стабилизации.
Расчет цилиндрических мембран
можно свести к плоской задаче, если
рассматривать каждое полотнище еди-
ничной ширины как гибкую нить.
Мембраны на круговом плане могут
быть провисающими (рис. 8.35, б) или
шатровыми (рис. 8.35. е). В связи с тем
что провисающие мембраны проекти-
руют сравнительно пологими (f/D—
= I /15. 1/25}, форма образующей кри-
вой существенной роли не играет и
мембраны выполняют сферическими,
что упрощает их раскрой. Как и все
поверхности положительной гауссовой
кривизны, мембраны на плоском круго-
вом плане не застрахованы от переме-
Р1и_. 8 36. Мембранное покрытие стадиона в Лснингр» ie
1 - к • *<цы каркаса, 2 наружное (сжатое) опо| ос кольцо. " стальная мембрана, uu>pwu<.<>< эЬ . •
poh -pitittnuoii (i мм. 4— внутреннее (растянутое) кольцо, >—стабилизирующие тросовые фермы
Рис * 7. Типовой проект ЦНИИСК м.-1браны luaTi. <
щений при действии ветрового отсоса.
Д 1Я их предотвращении принимают
специальные меры. Чаще всего ис-
пользуют радиально расположенные
стабилизирхющие висячие фермы (ри«
8.36).
Примерами мембран ь~ ллиптичее
ком плане могут служить покрытия
Олимпийских спортивных сооружений
в Москве - крытого стадиона и вело-
трека, а на прямоугольном плане-
унинерсально|'О зала |14]
При приближенном расчете круглых
в плане пологих мембран вертикально
действующие нагрузки заменяют нор-
мальными к поверхности, которую
считают сферической, упрошая тем са-
мым формулы погонпыч (размерность—
Н/м) меридиональных Л| и кольцевых
I. уги.чий. Они «.-•гтавляют'
.1 ,-обстиенногч веса р (Н •«
= 1-гСОзЧ>.
1 — \ I4-COS4’)]; (8.18)
от равномерно риспрет leimofi снеговой
нагрузки s (Н Ч?)
- „ ЧГ 2;
-0,5). (8.Ю)
где г радиус кривизны сферической
мембраны: угловая координат*
рассматриваемой точки
Если постоянная натру.ка р невели-
ка по сравнению с временной л, можни
пользоваться формулами (8.19). какбо
тес простыми, суммируя нагрузки g-j-v
J2.66
Они показывают, что при постоянстве
меридиональных усилий >< кольцевые
«г уменьшаются с ростом угла <р. В
мембранах, заметно провисающих (на-
пример, при угле ip, -45" что соот-
ветствует //£)»!/5), п =0
Контурное кольцо мембраны сжат и
силой
Лк ?+»)r/cos<p. 4 (8.20)
Мембранные покрытия, провисаю
щие и седловидные, могхт быть вы-
полнены пт переплетенных в двух
ортогональных направлениях широ-
ких алюминиевых лент. Высокая кор-
розийная стойкость алюминиевых спла-
вов позволяет полностью использовать
пропион ъ материала, обходясь толщи-
ной полос 1,5 2 мм без. запаса, ком-
пенсирующего потери от коррозии
Усилие. растягивающее тенты, рав-
T*qt <(4/) (8.21)
Мембранные покрытия шатрового
типа (рис. 8 37) рациональны в тех
> л* чаях, когда центральная стойка не
нарешает ею функции (например, в
выставочных павильонах, крытых рын-
ках, хранилищах сыпучих или штучных
материалов и т. п.)_
Максимальное меридиональное уси
лие п в шатровой мембране будет
у вершины. Формулы распора Ph
и вертикальной составляющей опорной
реакции Fv приведены в табл, 8,1.
Равнодействующая N этих реактивных
сил равна
N - 1 +(Ь,/3/ + 'Ей2 <8 22>
Растягивающее усилие в верхнем коль
це и сжимающее в нижнем равны
N.=±qi3/(l6f) (8.23)
По усилиям п (кН/м), найденным
по формулам (8.18), (8.19), (8.21) и
(8.22), определяют толщину мембраны
исходя из требований прочности: t—
= n/Ryic-
Хотя основным материалом мембран
служат металлы, известны случаи ис-
пользования и других материалов.
Мембранные покрытия из дерева су-
ществуют главным образом в виде мно-
гослойной, склеенной нз тонких досок
оболочки с седловидной поверхностью
(рис. 8.38) Можно привести пример
возведения мембранного покрытия
спортзала в Софии (НРБ) из гибких
железобетонных пластин толщиной
3,5 см. Под действием собственного
веса мембрана прогибается до 1/14
пролета.
8.5. МЯГКИЕ ОБОЛОЧКИ
Мягкие оболочки — особый класс
пространственных конструкций, вы-
полненных из материалов, обладающих
высокой прочностью при растяжении
и практически неспособных к сопро-
тивлению каким-нибудь другим ви-
дам напряженного состояния.
В строительной практике использу-
ют ткани с покрытием из синтетических
смол или пленки, армированные сет-
ками Наиболее распространенный ма-
териал- ткани с покрытием, состоя-
щие из текстильной силовой основы
(ткани или сетки) и изолирующего
покрытия с обеих (реже одной) сто-
рон в виде пасты или приклг ивэдмой
(привариваемой) пденки.
Й качестве силовой основы обычно
используют ткань полотняного пере-
плетения из толстых нитей (№ 8...20),
свитых из синтетического волокна,
чаще всего полиамидного или поли-
эфирного. Покрытие не только обес-
печивает водо- и воздухонепроницае-
мость оболочки, но и защищает ткань
от разрушающего действия ультрафио-
летовой части солнечного спектра, а
также от механических повреждений.
Покрытием служат синтетические ка-
учуки, поливинилхлорид (ПВХ), хлор-
сульфированный полиэтилен («хайпа-
лон») и др
Нормативное сопротивление разры-
ву рядовых материалов по основе
(вдоль рулона) колеблется от 40 до
80 кН/м, расчетное - от 15 Дм
25 кН/м; по утку (поперек рулона) —
обычно на 10—20 % ниже. Толщина
материала 0,5...1.5 мм, масса 600...
800 г/м2, из которых на долю тек
стильной основы приходится 25—30 %
Ширина полотнищ (округленно) от 1
до 2 м-
Кроме прочности и водо- и воздухе
непроницаемости к материалам предъ-
является ряд дополнительных требо
ваний: долговечность, негорючесть, мо
розостойкость, светопроницаем огть в
заданной степени, окрашиваемость ь
массе в .любой цвет, умеренная стои-
мость, технологичность и др Требо
вания разнообразные, во многом опре-
деляемые назначением и архитектурой
сооружения и подчас несовместимые.
Срок службы серийно выпускаемых
промышленностью мягких оболочек,
эксплуатируемых в средних широтах,
составляет 7... 10 лет Оболочки со
оружений уникальных, капитального
типа делают из специальных, дорого
стоящих материалов (основа — стекло
ткань, покрытие политетрафторэти-
лен— «тефлон»), рассчитанных на
эксплуатацию в течение 25...30 лет
Имеется опыт использования в качс-
Таблица R I Пневматические конструкции
’W .'rf
стве материала мягки» оболочек лис-
товой нержавеющей стали н алюми-
ния.
Мягкие оболочки "от восприни-
мать внешние иагру'ои только в со-
стоянии предварительного натяже-
ния. В строительных конструкциях
оно может быть создано двумя спосо-
бами: пневматическим или механиче-
ским. Первый способ приводит к со-
зданию конструкций пневматических,
второй - тентовых
Пневматические конструкции. Раз-
личают два типа опермагических кон-
< грукций: воздухоопорны^ и воздухо>
несомые' (табл. Ь.4) Существуют также
комбинированные конструкции, совме-
щающие в себе признаки обоих типов.
Воздухоонорная конструкция — это
оболочка настолько больших размеров,
что образует целое или по
крайней мере, его покрытие Поддер-
живается оболочка в состоянии спо-
собности противодействия внешним
нагрузкам -примеравни гельно невысо-
ком (200 500 Пай внутреннем избы
точном давленйтГвоздуха. Оболочка как
бы опирается на множество-дишидимых
ксз'>чн из сжатого воздуха, ujn и
Определило се название (йоздухо-
опорная (рис. 8.39 а\
Для подачи воздуха под оболочку
используются вентиляторы низкого дав-
ления, во высокой производительности
Обычно они действуют непрерывно и
поэтому к воздухонепроницаемости са-
мой оболочки и герметичности ее
соединений с основанием или вход-
ными устройствами высокие требова-
ния не предъявляются.
CygjKj il воздух стремится поднять
оболочку, оторвать ее от основания,
чему препятствуют опорные (анкер-
ные) устройства, которыми могут слу-
жить: ^винтовые сваи (штопора}; бе-
тон ные блоки, образующ»е-'ле~1!точный
или прерывистый _цоколь; массивные
конструкции капитальных строений,
перекрываемых воздухоопорной обо-1
лочкой,
Эксп л у ата цион ной особен ностью
воздухоопорных зданий является воз-
можность обитания и деятельности
человека в подоболочечном простран-
стве. Давление воздуха незначительно
(на тысячные доли) превышает ат-
мосферное и никакого физиологиче-
ского воздействия на человека не ока-
зывает. Но в то же время наличие из-
быточного давления в эксплуатируе-
мом пространстве заставляет прини-
мать меры против его падения при
Рис 8 34 Принципиальные с*₽«ы пнсйчагм«»*ч<вх констршций:
J? НИ’ арки Н“ЧЮ ’О див. . д^п-ПИ / тлю.,. - —об..
в.*0. Риздсленис канатов и сетей на
на прямит 1ьных планах, в.
оболочках, расположенных*
открытии ворот или дверей С этой
целью устраивают шлюзы — камеры с
двойными воротами...
Архитектурные формы воздухо-
опорных зданий разнообразны, но
любыми они быть не могут Формо-
образование их подчинено определен-
ным физическим законам. Поэтому
каждое воздухоопорное здание, если
оно рассматривается как произведе-
ние искусства архитектуры, пред-
ставляет собой компромисс между за-
мыслом архитектора и возможностями
природы. Главное отличие мягких
оболочек от жестких состоит в их спо-
собности автоматически и немедленно
исправлять ошибки архитектора или
конструктора и «самопроизвольно»^
принимать ту единственно возможную
форму, которая удовлетворяет зако-
нам равновесия
Один из законов формообразова
ния пневматической оболочки состоит
й том, что ее форма должна соответ-
ствовать наибольшему объему, воз-
можному при данном раскрое мате-
риала. И если материал малорастяжим,
то изменить свою форму оболочка мо
жет только образовав складки (мор-
щины)
Р оболочке идеальной формы уси-
лия от внутреннего давления воздуха
одинаковы по всей ее поверхности и во
всех направлениях. Такое напряжен-
ное состояние совершенно точно мо-
делирует мыльная пленка. Однако сле-
пое копирование ее формы сильно сужа-
ет область архитектурных и конструк-
тивных исканий и поэтому, не доби-
ваясь безусловной равнонапряженпо-
сти всей поверхности, стремятся обес-
печить лишь наличие растягивающих
усилий во всех направлениях.
Основные достоинства воздухо-
опорных зданий: чрезвычайно малый
расход материалов (0,5—1 кг/м3 полез-
ного объема по сравнению с 250.
650 кг/м3 других мобильных зданий);
возможность перекрытия больших про-
летов, полное заводское изготовление;
быстрота монтажа; многообпрачивае
мость; сравнительно низкая стоимость
транспортабельность (отношение стро-
ительного объема к транспортному
.1500 .2500): невозможность обруше-
ния, светопроницаемость в заданной
степени. Недостатки: необходимость
поддержания постоянного давления
воздуха; трудности создания требуе-
мого микроклимата; недолговечность;
трудности ввода—вывода крупнога-
баритной техники.
Все перечисленные качества опре
деля ют область применения серийных
и уникальных воздухоииорных соору-
жений. Конструкции серийного завод-
ского изготовления из материалов, рас-
считанных на срок службы Щ_л£т:
склады н хранилища, производственные
помещения, ^обильные здания, спор-
тивные сооружения, строительные теп-
зяки. опалубки для бетонирования ку-
полов и сводов. Конструкции уникаль-
ные из долговечных материалов, по-
крытия больших пролетов над стадио-
нами, универсальными спортзалами, ан-
гарами. зрелищными помещениями
Поскольку оболочки воздухоонор-
ных сооружений работают на растя-
жение, величины их пролечив опреде
ляются только разрывной прочностью
материала Увеличение пролетов за
счет повышения прочности материа
лов экономически целесообразно до
-4^.60 м. Перекрытие больших проле
тов тртоует использования усиливаю
щих канатов или с°Тей, принимаю
тих на себя основные усилия растяже-
ния, оставляя оболочке локальные
функции перекрытия участков, ограни-
ченных канатами расположение уси-
ливающих элементов зависит от фор-
мы оболочки. В цилиндрических обо
точках канаты располагаются в парад
лелыю-кольцевых или перекрестных
направлениях, в куполах по меридиа-
нам иногда по сеткам, например
геодезическим (рис. 8 40). Пологим
обпдпцкам больших (от 50 до 200 м)
пролетов. присущи следующие кон-
структивные особенности (рис. 8 41)
стрелка подъема * = //(7 10), прямо-
угольный, многоугольный или овальный
железобетонный контур расположен-
ный на такой отметку, Ч|0бы при ава
рпйном опускании оболочка не дохо-
янлй до пола на 3. 4 м. стальные
усиливающие канаты диаметром 50-
100 мм, идущие в двгх направлениях
с шагом 6.. 10 м.
По такой сх« «ев настоящее время
построено несколько полнора «мерных
покрытий стадионов. Из 16 стадионов
мира удовлетворяющих требованиям
проведения Олимпийских игр. 9 пере-
крыты воздухоопорными оболочками
Наибольшая из них в г Сент-Пи-
терсберге (США) имеет диаметр
207,4_mJ
Канаты н сетки играют важную
роль в архитектурной пластике вот
дххоопорного сооружения, При крупном
шаге канатов (или ячеях сетки), иэме
рясмом метрами, они являются фор-
мообра дующим фактором и оболочка
между ними нуждается в специальном
раскрое, отвечающем каждому объему
('•м. рис R 40. в г) Средний шаг ка
патов (сеток), измеряемый дециметра
ми. преобразует гладкую поверхность
оболочки в пузырчатою, особым обра
юм не раскраиваемую (см. рис 840,
л. б) Малая ячея сетки, измеряемая
сантиметрами, слегка офактурнвая по-
Р». “ 1? Пневнатиче , линзы (wo шкн}
° - ат IM плане. , ,-ы« 5 - на
кр«>---- .ц....... . , гТММСТ
-• лент]..».» • ->>< д < вц>|ри»>н-
урн_»- норами, е , ... . aapyt. иной] об .
чк . и., ткнй о ил 2- верхняя обо
• чк нижняя ot. »чк « редняя оболо..а
- промежут шыс -н: о в» и.тяториая
нивка, -> новые рттяжкн
верхи ость оболочки на форму ее со-
вершенно не влияем
Задача перекрытия больших пло-
щадей может быть эффективно ре-
шена и по-другому: путем применения
вертикальных тросовых оттяжек, иду-
щих от оболочки к основанию (рис
8.42).
^Дн£вм^(пнеямопллушки) со-
стоят их двух оболочек - верхней и
нижней^ соединенных междг- собой
по пери-'Етц^и передающих распор
жестким опорным-, конструкциям по
контуру или в отдельных точках (рис.
8 43) Пневмолинзу стараются сделать
как можно тоньше, экономя строи-
тельную высоту здания. Однако при
этом усилия в оболочке и распор, пере-
даваемый опорам, увеличиваются. Идея
создания пневмолинзового покрытия
была опубликована проф. Г И По-
кровским в 1936 г., но реализация
ее состчнлась гораздо позже. В 1959 г.
летний театр в Бостоне (США) был
перекрыт круглой пневмолинзой про-
летом 44 м, который до сего времени
остается рекордным
Перспективы дальнейшего развития
воздухоопорных конструкций в архи-
тектуре, в частности в градостроитель-
стве, вытекают из двух их характерных
возможностей: перекрытия больших
площадей (неограниченных при исполь-
зовании оттяжек) и изоляции подобо-
лочечного пространства от окружаю-
щей среды. Эти особенности породили
ряд реалистичных проектов городов
будущего под оболочкой, которая не
только защищает обитаемое простран-
ство от атмосферных осадков, ветров
и промышленных осадков, но и регу
лируст инсоляцию и температуру воз-
духа. Оболочка в этих проектах не
пользуется, кроме того, как приемник
и аккумулятор солнечной энергии
Расчет воздухоопорпых оболочек
заключается в проверке соответствия
геометрии оболочки принципам формо-
образования, определении максималь-
ных величин растягивающих усилий
от действия избыточного давления воз-
духа и внешних сил, установлении ве-
личин перемещений оболочки под на
грузкой. Решением этих задач занима-
ется теория мягких оболочек. Наибо-
лее простая ее ветвь -элементарная
теория — построена на предположении
о перастяжимости материала оболо-
чек и на некоторых других допуще-
ниях. Ее методика показана на примере
Рис ь расче г
« — оПп.ючк.1 пр» -.ения.
пнев.матищ- ких оболочек:
V I
расчета оболочки вращения на дей-
ствие избыточного давлении воздуха
Меридиональное усилие /ij от внут-
реннего давления р, приходящееся
на единицу длины сечения оболочки
плоскостью, нормальной к оси враще-
ния и проходящей через рассматри-
ваемую точку С, дает уравнение рав-
новесия (обозначения величин видны
на рис. 8.44):
рлгг—2лгП|51П<р, (8 24)
откуда п}=рг^/2.
Кольцевое усилие л5 находят из
уравнения Лапласа
и,/»-, *-ri2/ri'=p, (8.113)
откуда I- учетом (8.24)
гь — рг2(1 -лг/2г|) (8 26)
Формулы для некоторых частных
случаев имеют вид:
сферическая оболочка
«1=яг -рг/2\ (8.27)
цилиндрическая оболочка
гоикшш
nt=pr/2', m—pr (8.28)
Из формулы (8.26) следует важный
вывод: сморщивания оболочки в коль-
цевом направлении можно избежать,
соблюдая условие 2r i> г2.
Кроме избыточного давления возду-
ха на оболочку действуют: собствен-
ный вес, снег, ветер; иногда местные
технологические нагрузки. Собствен-
ным весом по причине его малости по
сравнению с другими нагрузками обыч-
но пренебрегают или суммируют со сне-
говой нагрузкой. Снег вызывает умень-
шение меридиональных усилий П|, а в
верхней части куполообразных оболо-
чек - и кольцевых пч Наибольшую
опасность для воздухоопорных обо-
лочек представляет действие ветра,
сопровождающееся к тому же трудно
учитываемыми динамическими явле-
ниями.
Для выбора материала достаточно
знать усилие, возникающее в наибо-
лее напряженной области оболочки
при наиболее неблагоприятном соче-
тании нагрузок. Максимальные усилия
в оболочке с учетом действия ветра
находят по формуле вида
л=арг-|-рщг. (8.29)
где w — скоростной напор ветра; р -
избыточное давление воздуха под обо-
лочкой; аир — коэффициенты, зави-
сящие от формы и геометрических па-
раметров оболочки (обоснование чис-
ловых значений коэффициентов явля-
ется целью ряда теоретических иссле-
дований) .
При ориентировочных расчета *
пользуются приближенными форму
ламп:
для сферических оболочек
и=0.5рг+ 1,7шг; (8.30)
для цилиндрических оболочек
n—pr-^ljwr (8.31)
Минимальные уровни избыточного
давления р, обеспечивающие стабиль-
ность оболочки под действием ветра,
составляют: 06о> для оболочек поло-
гих (ft^D/З), 0,7ш для полуциркуль-
ных (h=D/2) л l,0w для подъемистых
(Д/4<й<0/2).
В соответствии с методикой рас-
чета по предельным состояниям долж-
ны быть обязательно соблюдены усло-
вия 1-й группы предельных состояний-
прочности материала оболочки
л^СЯг, (8.32)
где R] и Яг — расчетные сопротивле-
ния материала разрыву в соответ-
ствующих направлениях;
устойчивости оболочки
и?"п>0. (8.33)
2-й группе предельных состояний,
проверяемых лишь при необходимости,
соответствует условие
(8.34)
где f перемещение оболочки, опреде
ляемое расчетом; [/] — допускаемое пе-
ремощение.
Основные конструктивные узлы во-
здухоопорных зданий представлены
на рис 8.45.
Воздухонесомые конструкции, в от-
личие от воздухоопорных, представ-
ляют собой не цельное здание или со-
оружение, но только его конструктив-
ные элементы — пневматические стерж-
ни (балки, стойки, арки, рамы) и па-
нели (рис. 8.46). Пневмостержни ис-
пользуются как легкий каркас соор\-
жений, обтягиваемый в дальнейшем
мягким покрытием. Из пневмонанелей
создают пространственные конструк-
ции — своды и купола (рис. 8.47).
Несущая способность воздухонесомых
конструкций (сопротивление сжатию,
изгибу, кручению) обеспечивается вы-
соким давлением воздуха в полностью
замкнутом объеме. Высокое давление
требует высокой степени герметично-
сти, и если бы она не представляла
собой очень трудной задачи, то можно
было бы создавать идеальные строи-
тельные конструкции, обладающие вы-
сокой несущей способностью при нео-
бычайной легкости. Другие недостат-
ки воздухонесомых конструкций сво-
дятся к их высокой стоимости, в 3...4
раза превышающей стоимость воз-
т\ хоопорных. а также к ограничен-
но ти перекрыве мых пролетов, не пре-
вышающих (при жоио^пчсеНьи целе-
сообразности) 18 20 м По этим при-
чинам они не получили в строительстве
широкого распространения, несмотря
на ряд бесспорных достоинств под
ними нет избкигнчнеги давления воздуха
Рис ‘ 17 Kv»« 1 и св< ы из ।
A'PflW '"Т Z
Рис ’ лв Човерхнсч о .«•
D S Четыре основных способа формообразования оболочек тентовых
покрытий
Оболочки с контурный
шкрес "ением
Простые оболочки, образованные
I одного способа:
Оболочки с внутриконтур
ним опиранием
использованием
Оболочки не-
сколькими за-
крепленными
точками конту-
ра (с । ибкиы
•контуром)
Оболочки, за-
крепленные на
жестком прост-
ранственном
контуре (с
жестким коту-
Оболочки с
внутриконтур-
ными точками,
оттянутыми на-
ружу сооруже-
ния (с внутри-
контурными
опорами)
Оболочки с
внутр«контур-
ными точками,
втянутыми
внутрь соору
жения (с внут
риконтурными
отгяжкамн)
и, следовательно, отпадают заботы
о непрерывном его поддержании и о
шлюзовании; теплотехнические пока-
затели панельных конструкций несрав-
ненно выше, чем у однослойных воз-
духиипорных оболочек.
К наиболее распространенным ви-
дам воздухонесомых конструкций от-
носятся пневмоарки. Их экономически
обоснованные пролеты находятся в
пределах 10...20 м. хотя технические
возможности гора ю выше. Напри-
мер, круговой в плане павильон Фудзи
на Экспо-70 в Осаке (Япония) пере-
крыт пневмоарками пролетом до 50 м
Арки низкого давления (от 25 до
75 кПа) выполняют из таких же тканей
с покрытиями, которые служат оболоч
ками воздухоопорных зданий. Их вы-
краивают в виде коротких цилиндри-
ческих секций, которые соединяют
между собой сварными, шитыми или
комбинированными швами. Диаметр се
чения арок низкого давления равен
'/io—'/is радиуса кривизны их оси.
Арки высокого давления (от 100 до
700 кПа) представляют собой цельно-
тканые рукава типа пожарных шлан-
гов, покрытых с обеих сторон воздухо-
непроницаемым слоем или снабженных
камерой Высокое внутреннее давле-
ние, обусловленное высокой прочно-
стью текстильной основы, позволяет
настолько уменьшить диаметр сечения
Рис. 8 49. Крепление кромки тента к опорному контуру:
а, б—жесткому: в—гибкому: /—тент; 2—жесткий контур: 3—катенарный пояс. 4—узловая деталь. 5—болт:
б—кромочный фал: 7— накладки
шланга, что, стягивая концы прямых
пневмостержней, можно образовать из
них пневмоарки желаемой кривизны,
образующие каркас сводчатого или
купольного сооружения. Ограждаю-
щей конструкцией может быть тент
из любого мягкого материала. Диаметр
дрок высокого давления составляет
'/as-.’/w среднего радиуса кривизны
их оси.
В основу приближенного расчета
пневмостержневых конструкций поло-
жена следующая гипотеза: продоль-
ные сжимающие усилия в оболочке
от действия внешних нагрузок ней-
трализуются продольными растягиваю-
щими усилиями, вызываемыми избы-
точным давлением воздуха. Если на
пневмостержень с радиусом попереч-
ного сечения г действует сжимающая
сила N и изгибающий момент М,
то сжатие в нем будет равно
n4ja=N/(2nr)+M/(nrs}. (8.35}
а растягивающее усилие от избыточного
давления воздуха составит
нр=рг/2. (8.36)
Приравнивая правые части (8.35)
и (8.36), можно найти величину необ-
ходимого уровня р избыточного дав-
ления в пневмостержне:
p>2(M/r4-W/2)/(nr2). (8.37)
С другой стороны, прочность ма-
териала пневмостержня должна соот-
ветствовать условиям прочности:
12 3«к 618
Глаьи к Parтллупм кокет/ v -
в продольном направлении
п, =pr/2+(M/r~ W/2)/(nr)</?i;
(8.38)
в кольцевом направлении
nt=pr^R2. (8.39)
Тентовые покрытия. Тентовое по-
крытие, будучи чрезвычайно легким,
очень чувствительно к ветровому воз-
действию, как положительному, так
и отрицательному (отсосу). Тяжести
тента совершенно недостаточно, чтобы
уравновесить отсос. Тент, натянутый
на плоский контур или закрепленный
в точках, лежащих в одной плоскости,
неустойчив под воздействием ветра и
«полощет», что быстро приводит к из-
носу материала оболочки. Поэтому по-
верхность покрытия должна быть та-
кой, чтобы тент в равной степени сопро-
тивлялся нагрузкам противоположных
направлений. Этому требоваию удов-
летворяют оболочки с поверхностью
отрицательной гауссовой кривизны. Бу-
дучи предварительно напряжены, они
испытывают двухосное растяжение.
При приложении нагрузки любого зна-
ка натяжение по одной из осей такой
оболочки возрастает (не доходя до
разрывного), а по другой уменьшается
(не доходя до нулевого). Этим обес-
печивается «жесткость формы» тента,
стабильность его поверхности (рис.
8.48).
Тент вообще может существовать,
будучи закрепленным в трех точках и
туго натянутым. Однако при этом он
будет плоским и, следовательно, не-
стабильным. Условие образования ста-
Таблица 8.6. Комбинации контурных элементен (арка, балка, плиты) тентоных покрытий
Арко балка Нить
,-Ш 1 '
- 1
«=
Е
«Лолочка. 2— «глаз» - пеття. <’ка"т°“аЛ,'®",/Р7^"’тоЙ1<а. в vnpyrae петли
Рис 8.51. Тенты с промежуточными опорами-
а — в виде подвесок, скользящих по направляющим канатам (трансформируемое покрытие), б — г — а виде
стоек н оттяжек, /— наклонная мачта. 2— направляющие канаты. 3— подвески, 4 анкера; 5 — стойки; 6— от-
тяжки: 7 контурные стойки
Сильной формы требует наличия четвер-
той точки крепления, не лежащей в
плоскости трех остальных. Эта чет-
вертая точка может находиться на
контуре оболочки или быть внутри кон-
тура (выше или ниже его). Тот же
принцип лежит в основе формообразо-
вания тентов, имеющих жесткий кон-
тур. Плоский замкнутый контур не
обеспечивает условий образования «же-
сткой формы». Она возникает либо при
появлении дополнительной (четвер-
той) точки крепления, не лежащей в
плоскости контура, либо при искрив-
лении или изломе последнего, с превра-
щением его из плоского в простран-
ственный.
Тентовым покрытиям свойственно
бесконечное многообразие форм. Тем
не менее все они отличаются друг
от друга либо способом закрепления
контура (точечным или линейным),
либо наличием или отсутствием внутри-
контурных опор. Можно выделить че-
тыре основных способа формообразо-
вания тентовых оболочек (табл. 8.5),
каждый из которых полностью опре-
деляет формы простых оболочек, а
более сложные образуются их комби-
нированием
При проектировании поверхности
тентового покрытия предполагают,
что опорные конструкции обеспечивают
равномерное натяжение оболочки во
всех направлениях. Состояние равно-
напряженности характерно для мини-
Рис 8 52. Тентовое покрытие зала приемов на 1000 чел в Абердине, Шотландия Тент имеет 12 «холмов»
образованных стойками (показаны пунктиром) и 5 впадин, образованных оттяжками
Рн - Тенты волнообразной поверхностью, образованной провисающими несущими и выпуклыми
напрягающими канатами-
а — «а лиездообрьлюм плане б — на прямоугольном плаве. I — несущие канаты 2— оттяжкн; 3— стойки. 1—
напрягающие канаты. 5 мягкий контур
12В ы. 618
ма.тьных поверхностей, признаком ко-
торых является нулевая средняя кри-
визна Н\
tf=([/n4-l 2=0. (8.401
Минимальную поверхность при -
данных граничных условиях идеаль-
но моделирует мыльная пленка, свой-
ства которой нередко используют при
проектировании мягких оболочек в ка-
честве первого приближения к иско-
мой форме.
Контур тентового покрытия может
быть гибким в виде троса, вшитого в
его кромку, или жестким. Трос работает
(как гибкая нить) на растяжение,
выпуклые элементы жесткого контура
(как арки) — на сжатие, прямые (как
балки) на изгиб (рис. 8.49). В тен-
товых покрытиях используют комбина-
ции контурных элементов (табл. 8.6),
что позволяет широко разнообразить
архитектурные композиции.
Наибольшие напряжения тентовых
покрытий возникают в местах контакта
оболочки с фиксированными точками
опорных конструкций Они концентри-
руются в областях при вершинах плос
ких углов крепления кромок гибкого
контура или телесных углов в местах
контакта оболочки с внутри контурным и
стойками или оттяжками (рис. 8.50,
а—ж}.
Проблему перекрытия тентами боль-
ших площадей решают, используя про
межуточные опоры с шагом, опреде
ляемым прочностью материала обо-
лочки (обычно при отсутствии тросо-
вого усиления до 12 м). Во избежа-
ние загромождения полезного про
странства стойками их нередко заме-
няют подвесками, радиально идущими
от вершины одной или нескольких мачт,
установленных рядом с тентом или под
ним (рис. 8.51). При большом шаге
промежуточных опор рационален прием
нарочитого оттягивания некоторых то-
чек оболочки книзу, что приводит не
только к повышению ее стабильности,
но и позволяет увеличить шаг стоек.
Чередование оттяжек и стоек придает
поверхности тента сложный холмисто-
котловинный рельеф, искусное проек-
тирование которого порождает выра-
зительные и порой фантастические
архитектурные формы (особенно эф-
фектные в интерьере), чему имеется
немало примеров в мировой прак-
тике (рис. 8.Б2)
Роль конструктивных элементов,
прижимающих оболочку книзу, могут
играть не только оттяжки, но в неко-
торых случаях и канаты, наложенные
на оболочку сверху и притянутые к
анкерам (рис. 8.53)
Особую группу составляют тенто-
вые покрытия, подвешиваемые (или,
наоборот, накидываемые) к жесткому
стержневому каркасу в виде купола
или свода (рис 8 54)
Тентовое покрытие — предвари-
тельно напряженная конструкция. На-
тяжение тента осуществляется оттяги-
ванием углов, подъемом опорных сто-
ек, притягиванием промежуточных то-
чек тента к земле, искривлением жест-
кого опорного контура и т. п. В резуль-
тате в тентовом покрытии создается
напряжение nD. Внешние нагрузки (на-
пример, давление ветра) вызывают
в нем другую серию напряжений пг,
среди которых могут быть и сжимаю-
щие. Смысл расчета состоит в том,
чтобы, во-первых, установить такую
степень предварительного натяже-
ния, при которой сумма по+п™’" не бы-
ла бы отрицательной, т. е. не возникало
бы сжатие, а во-вторых, чтобы сумма
по+прах не превышала расчетного
сопротивления материала тента.
12В*
НЕСУЩИЕ ОСТОВЫ ЗДАНИЙ
Несущий rtrnxi >. эння n
нация емвментоп »>нссру1.иин, < ве-п
чивающая его экси v. .. .шионную проч
ность и устойчиво!» 1Ь.
В не».’, нем остове выщлнкт miiiu
ные -лементы; вертикально колон
ны, стойки и стены, горизонтальны!
конструкции покрытий и перекрытий,
фонарные рамы, подкрановые балки и
фх ндамен : ы. Крог. того. . > । i чи
несущего сктова шляются яепти>.„ л>-
ные и горизонтальные связи тчленен-
ньге с основными элементами в про-
странственную неметрически я*чзм1-
няемую систс чу
В практике проектирования при
меняются три конструктивные схемы
каркасная, бескарка» пая и с него дным
каркмшм.
В КарКаСНОЙ I «ЧИ »»»’.•'<•!! 1<|>МН
все вертикаль»! t i ...
остова выполняются в К»л» колонн
И стоек, В бсскоркг-нпн II ! и.ртп
КЗ.тьные эл! чет н 1 %
ВИД! имущих ........... . ... J .
сом наружные twiiiii/i I • пит»
выполняются р виде »кн, • нш •••
ние в виде ко. киш и стоек
9.1 КАРКАСЫ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОМЫШЛ1 ИНЫХ ЗДАНИЙ
В сивремыпюй npai. яке i tpniri •
ства in .№. (тажные прпмым» пеним. , ,.
НИЯ ВЫПОЛНЯЮТ» 1 " . !; '..UIUIIH
струКГИвпой с?. • Это ......... .
необходимостью цо^иж • > ...
свободных Про» тр" К"Il I IH !’.! тМ1!И
ПНЯ тех!* 'II ,4-itt »v .. ;-|ц|| I.IIIILI.I
ко ВДОЛЬ. Н I I- !!'•<»• • • жен» И
сущий Вирк!** одноэтажного Промыш-
>’НЦ| - । диннн । -тоит из взаимно свя
занны» между собой поперечных рам,
образе-панн ых колоннами и риге-
ЛЙИИ В качесэпе которых ис пользу
ют.'! '|Лкм, ф-рмы и арки । затяж-
। чи (рш 9 l.fi в)
Наргир г г ллос »имн рамами в одно-
шажных промып . екных зданиях ши-
ik > поимтеине находят нростран-
линструкции.
Ki асы одно-«та ,<n>ix промышлен
ных маний могут выполняться в же
iCiucii гонг. нетал пе и дереве.
Преимущественное применение в
• и. "ыл примы и) темных зданиях, j
|«ч.ке в чучая- вс-действия на со
нр> кеиие сравнительно небольших на-
1р .юк имеют жел» «бетонные карка-
н, в г дорых г ди пролета’' дг 18 м
'’’^читечьно в честве рис гей не
’ бразно испотьзовать дв} катные
♦ » ,с юбетонные балки таврового и
аь । вривого поперечного сечения, а
пр. р< .е . • Г* О н 36 и -фермы
., |- ч»ч!1ю । трас.ециоидного «черт.-
.*•« «с паралл тьными поясами.
I и больших нагрузках и значмте.ц,-
ных и?-,!teidx н также при мостовых
»: б rpv3onon.VM*ux:TH
.ни гт ll₽p<-iii.u.'n «-.i использование
тлдьных карь леи п
т.. шные кяокась легкими мс-
|ц кими конструкциями тем не
м< ’. т у не шло кvh курировать
пс« L'l.Hu.iffl и трудоемкое ГН возве-
дении < - елезобетонными каркасами,
начиная с пволета 18 м
Широкое применсгие в одноэтаж-
нг . n,niv'1ШЛГЛ1 л зданиях ь.мыят
поперечные рамы смешанной конструк-
ции: колонны — железобетонные; риге-
ли — металлические. Достоинством та-
кнх смешанных каркасов является
меньшая стоимость, большая надеж-
ность эксплуатации при воздействии
высоких температур и агрессивных
сред.
Сетки колонн одноэтажных каркас-
ных зданий массового применения сле-
дует назначать размером 6X18, 6x24,
6x30, 6X36, 12X18, 12X24, 12X30
и 12X36 м. При этом пролеты следует
принимать кратными 6, а шаги между
рамами преимущественно 12 м.
При шаге колонн 12 м по контуру
здания и по торцам часто устраива-
ются дополнительные фахверковые
колонны с шагом 6 м для крепления
ригелей под легкие стеновые панели
или железобетонные стеновые панели
длиной 6 м.
Поперечные рамы одноэтажных зда-
ний можно классифицировать по
ряду признаков; по сопряжению ригеля
с колоннами; по числу пролетов; по
сечению стоек; по конструкции ри-
геля; по очертанию ригеля Наиболее
распространенным сопряжением ригеля
с колоннами является шарнир, обес-
печивающий простоту сборки каркаса.
взаимозаменяемость элементов кон-
струкций ригеля.
Жесткое сопряжение ригеля с
колоннами следует применять преиму-
шественно в одноэтажных зданиях
большой высоты или в случае пере-
крышей определяют преимуществен-
ное применение многопролетных про-
мышленных зданий с ригелями в одном
уровне во всех рамах с наклонными
ригелями или с перепадами риге чей
по высоте в зависимости от характера
технологического процесса.
Сокращение расхода материала в
каркасах одноэтажных зданий может
быть получено при шарнирном сопря-
жении стоек с ригелями и фундамен-
тами. В этом случае устойчивость
каркаса в поперечном и продольном
направлениях обеспечивается верти-
кальными связями, поставленными в
одном из основных пролетов и шагов
каркаса или в пределах какого-либо
проема между элементами каркаса.
Конструкция ригеля сплошного или
сквозного сечения зависит главным об-
разом от пролета. При пролетах более
18 м ригели проектируются сквозными
в виде ферм с целью экономии мате-
риалов.
Пространственная жесткость н ус-
тойчивость каркасов одноэтажных зда-
ний в период монтажа и в процессе
эксплуатации обеспечиваются струк-
турной системой связей, поставленных
в пре телах блока покрытия (см.
рис. 5.8) и в пределах высоты ко-
лонны каркаса
Основными связями, обеспечиваю-
щими общую устойчивость простран-
ственного каркаса в продольном на-
правлении, являются связи между ко-
лоннами каркаса. Вертикальные связи
крытия больших пролетов (см. § 6.3).
между колоннами совместно с затем-
Рис 9.2. Схемы систем связей между колоннами в одноэтажных промышленных тдяяиях:
mol ь системы. в« -принимаю! давя
ние Btipa на торец здания и продоль
ные тормозные усилия от мостовых
кранов.
Вертикальные связи раскосного
(рис 9 2, а) вида раб' i ют на ic
тяжение н сжа>ис и уступают пл рас
ходу металла связям крестового (рис
9.2, б) вида. Т₽м не менее ввиду того,
что они проще в изготовлении и мон-
таже в последнее время ши находят
преимущественное применение. Крее
товые связи работают только на рас
тяжение, поэтому их проектируют и
одиночных профилей уголков, шве г
леров и труб. При шаге »н.|>нн 12 м
и билес целесообразно переходить на
применение связей портального вида,
как более жестких и экономичных по
расхаоу материала (рис 9 2 ?.
Для одноэтажных прсхиь-i пленных
зданий tu стальным каркасом наи-
большее применение получили рамы
бесшарнирного типа (рис 9 3, а) Для
одноэтажных промышленных и граж-
данских зданий с ж-лезобел "Иным и
смешанным карклсо” используются
рамы с шарнирным соединением ри-
геля с колонной и с жестким соедине-
нием I. -.тонн с фундаментам".
В стальных Kapi icax соотношение
моментов инерции сечений ригеля к
стоек рамы задают из конструктив-
ных . сообра жений:
для однопролетных рам
/ . //ep=7...1O; lb/Lup=2Q 40:
для многопролетных рам
где liap— моменты инерции под-
крановой и надкрановой частей сече-
ния колонн в однопролетном здании,
Лп/<, / - то же, колонн наружного
и среднего ряда; Isap момент инерции
надкрановой части сечения колонн.
1ь — момент инерции поперечного се-
’ения ригеля.
Ригель каркаса е шарнирным сопря-
жением ригеля со стойкими рассчиты-
вают как обычную балку (ферму) или
как не| .1зрезную систему. опертую на
ряд колонн Стойки рамы рассчитывают
как внецентренно сжатые колонны, за-
щемленные в фундаменте.
9.2. КАРКАСЫ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Современная практика строитель-
ства каркасных зданий характеризу-
ется применением большого многооб-
разия каркасных схем, которые клас-
сифицируются главным образом по ста-
тической схеме работы и материалу.
По статической схеме выделяют де-
вять основных конструктивных схем
каркасов (рис. 9.4), в том числе: связе-
вая (рис. 9.4, а); рамная (рис. 9.4, б);
рамно-связевая (рис. 9.4, в, г); связе-
вая со стволом жесткости (рис. 9.4, <?);
рамная со стволом жесткости (рис.
9.4, е); коробчатая (оболочковая) схе-
ма с внутренними колоннами (рис.
9.4, ж); многосекционная коробчатая
схема (рис. 9.4, з); коробчатая система
с пространственной раскосной решет-
кой (рис 9 4, и).
Современная отечественная прак-
тика строительства в качестве основ-
ного варианта решения широко ис-
пользует сборный железобетонный уни-
фицированный каркас с сеткой колонн
600 X 600. 900 X 600, 900 X 900 см, а в
случае применения в междуэтажном
перекрытии ферм на этаж — с уве-
личенной сеткой колонн 600X1200,
600X 1800 см.
Выбор статической схемы зависит
главным образом от высоты проекти-
руемого сооружения и его назначения.
Дл^ гражданских зданий до 20 эта-
жей наибольшее применение получила
связевая схема. По сравнению с ос-
тальными схемами она имеет ряд преи-
муществ, главным из которых явля-
ется простота сопряжения балок с ко-
лоннами, а следовательно, меньшая
трудоемкость возведения. Горизон-
тальная жесткость в данной схеме обес-
печивается работой вертикальной свя-
.зевой фермы, включающей вертикаль-
ные стойки основного каркаса и решет-
чатые связи крестового, раскосного
или полураскосного типа. Наиболее вы-
годным типом связей являются связи
полураскосного типа, так как они по-
зволяют устраивать в связевой ферме
проемы между рамными отсеками,
уменьшают пролет ригеля рамы и сни-
жают расход материала. Наряду со
стальными решетчатыми связями при-
меняются и железобетонные стены -
диафрагмы
В промышленных зданиях до 20
этажей, а также я зданиях граждан
ского назначения и г 20 до Ю этажей
целесообразно использовать рамную
схему, имеющую жесткое сопряжение
ригелей с колоннами (рис 9 4, б) Рам-
ные каркасы отличаются способно-
стью перераспределять усилия в слу
чаях перенапряжения отдельных эле
ментов каркаса, возможностью более
свободной планировки здания. Од-
нако с экономической точки зрения
рамные каркасы ^ступают по мате
риалоемкости, трудоемкости вшведения
и стоимости связевым каркасом Расход
стали на рамные каркасы на 20..
30 % превышает расход стали на кар-
касы связевой схемы.
При дальнейшем увеличении этаж-
ности сооружений и увеличении гори-
зонтальных ветровых нагрузок нахо-
дит применение комбинированная рам-
но-связевая схема Благодаря приме-
нению связевых панелей-диафрагм же-
лезобетонных стен в виде стальных
решетчатых конструкций или сплошных
в рамно-связевых каркасах увеличи-
вается способность здания сопротив-
ляться изгибу от горизонтальных на-
грузок. Панели-диафрагмы разме-
шают в поперечном и продольном
направлениях здания. Чтобы исклю-
чить закручивание каркаса от вет-
ровых нагрузок, их размешают сим-
метрично относительно главных ос. й
здания, преимущественно в тех местах,
которые по условиям планировочной
структуры здания требуют глухих стен.
Однако возможно в панелях-диафраг
мах проектировать дверные и оконные
проемы.
Дальнейшее увеличение жесткости
в комбинированных системах достига-
ется устройством в двух или более
случаях, в зависимости от высоты
здания, решетчатых жестких роствер-
ков (рис 9.4, г) Введение жестких
ростверков в систему каркаса обес
печивает эффективное перераспределе
ние усилий между вертикальной связе-
вой панелью и остальными вертикаль-
ными и горизонтальными элементами
каркаса, способствуя тем самым более
равномерному за гружению элементов
каркаса.
Большой жесткостью в горизон-
тальном направлении обладают кар-
касно-ствольные схемы здания: связе-
вая со стволом жесткости и рамная
со стволом жесткости. Эти схемы яв-
ляются дальнейшим развитием связе-
вой схемы здания, но в отличие от нес
в каркасно-ствольных схемах отдель
ные диафрагмы объединены в верти
кальный, как правило замкнутый
ствол, который благодаря своей раз-
витости в плане ию-ч больц >,««
кость.
Стволы жесткости формируют вок-
руг лестничных клеток, вертикальных
лифтовых шахт, проемов инженерных
коммуникаций и специальных поме-
щений. Преимущественно стволы жест-
кости проектируют железобетонными
с целью огнезащиты коммуникацион-
ных шахт и увеличения их изгибной
жесткости. Их расположение на плане
здания и форма плана определяются
геометрией и конфигурацией плана
зданий, а ки 1ичество протяженно-
стью объекта и его высотой. Каркасно-
ствольные схемы зданий цел есообразно
проектировать в зданиях сложной
конфигурации. Ствол следует разме-
щать в геометрическом центре соору-
жения с целью равномерной симметрич-
ной загрузки элементов несущего осто-
ва, однако возможно размещение ство-
лов по периметру. В этом случае ко-
личество их увеличивается, а поста-
новка относительно геометрического
центра сооружения сохраняется «»•-
метричной Площадь ствола
Рис Ч 6. Примеры компоновочных схем междуэтажных перекрытий здании, выполненных в лшлезпое-
тонных конструкциях (а —к)
тавляет обычно 15...25 % площади
этажа.
При количестве этажей здания
более 60 используют коробчатые (обо-
лочковые) схемы с внутренним кар-
касом. Особенностью этих конструк-
тивных схем является конструктивная
развитость поперечного сечения короб-
ки наружных стен, решенной в виде
жесткой пространственной решетки
безраскосноги типа, состоящей нз
вертикальных с шагом 1 — 1,5 м и
горизонтальных с шагом 2.. 3 м короб-
чатых металлических профилей. Пре-
вращенные в жесткие рамы, развя-
занные дисками перекрытий наруж-
ные стены воспринимают все горизон-
тальные нагрузки, а внутренние эле-
менты каркаса работают только на
вертикальные нагрузки, что благопри-
ятно сказывается на их материалоем-
кости.
Благодаря наличию диагональных
связей, включенных в работу прямо-
угольных сеток балок и колонн, по-
является возможность распределять
сосредоточенные нагрузки практически
по всему сооружению. Кроме того,
диагональные связи включаются в ра-
боту в качестве наклонных колонн на
вертикальные нагрузки, что способству-
ет дополнительному снижению мате-
риалоемкости.
Дальнейшее повышение жесткости
каркаса зданий, имеющих число эта
жей более ста. достигается включе-
нием в работу коробчатой схемы внут-
ренних плоских стен-диафрагм, рас-
положенных в одном или двух направ-
лениях или связанных в замкнутую
коробчато-ствольную систему по ана-
логии с каркасно-ствольными схемами.
Совместная работа ствола и наруж-
ной коробки на вертикальные и гори-
зонтальные нагрузки достигается с по-
мощью работы перекрытия, связываю-
щего наружную коробку и внутренний
ствол в единую систему.
Мировой опыт строительства вы-
сотных каркасных зданий показывает,
что здания башенного типа независи-
мо от формы плана не должны превы-
шать по длине 60 м, а по ширине
30 м.
В стальных каркасах наиболее рас-
пространенными типами поперечных
сечений колонн являются двутавровые,
крестообразные, прямоугольные или
квадратные коробчатые профили, ре-
же — трубчатые и комбинированные
профили из толстолистовой стали.
В железобетонных каркасах колон-
ны проектируются квадратного или
прямоугольного сечения с армирова-
нием их стержневой арматурой или
жесткой арматурой с дополнительными
каркасами нз стержневой арматуры
(см. гл. 4).
Железобетонные панели-диафрагмы
проектируются толщиной 20...40 см и
располагаются в каркасах с шагом
3 ..6 м. В каркасно-ствольных зданиях
толщина железобетонных стен стволов
уменьшается от 50...80 см в нижних
этажах до 20...30 см в средних этажах.
Железобетонные панели-диафрагмы
и стены вертикальных стволов возво-
дятся монолитным способом в сколь-
зящей опалубке, что создает необ-
ходимые условия достижения единства
и высокой прочности этих частей зда-
ния. Стволы, как правило, возводятся
первыми на всю высоту здания, так
как они являются опорами для кранов
и коммуникациями для людей, а затем
осуществляется монтаж элементов
остального каркаса, включая перекры-
тия. При бетонировании ствола здания
в нем оставляются дверные и комму-
никационные проемы, усиленные до-
полнительным армированием.
На рис. 9.5 и 9.6 показаны компо
новей элементов перекрытий наиболее
распространенных типов плана соот-
ветственно стальных и железобетонных
каркасных зданий.
Для увеличения сдвиговой жест-
кости в плоскости перекрытия между
системами балок устраиваются кресто-
вые или раскосные связи по внутрен-
ним осям или по периметру диска
перекрытия. При сложных планах с
элементами перекрытия, поставленными
в трех и более направлениях, система
fl)
• T'< - I.. .n»>, i i.> ii >t г*-' требуется.
I • - н iS j ПЮ1НК J^II'I in 1JO1 ciChuB-
.1' I' f - .1 • ТКИ.
ых к-,.ia , . лт 6 . лчных
I. ИЛЬ.) , Я Г. iBHUM обр 3OM
• ibie n| • t. f швеллеп
НН и ’"'?"бчатье. Общая высота
«.ни*» о» । г joi ня с дв, тав-
ровыми f.K'tjMH, как правило, не пр«
Вшшает 400 мм, при этом высота
глдшых fn принимается по ус-
ловиям жеслчйегн в прэд>л|Н h/l~
= 1/10. . '18. В ж те jC i -и । । вари
ан1 в качетчи палок межлузтажииго
перекрытия исполь-элитен предвари-
тельно напряженные балки прямоуголь-
ного или ’-звр< .11> сечения (полкой
вниз; с отнош»ил . й//—1/15.. 1/20.
К.-;, । .j W-. л с эта V» пых здании рас-
TMlbioaivi i Г|. |ЧНОгТЬ И ЖЕСТКОСТЬ.
Н»->щу»т i'i'iiutaiunb ка0м-.'а опри
.. ни । при вочдеи-
uibuh вертикальны .......дльных
О К (pi I ............... которых
т>. едны в § I
При риьчеп к, •• । кт»в ри-
гели И |. .HllllltJ *1иС'||1»Ы 1»«Н»Р гс..ько
ьертикальнt i u,r. imi - <t;ivy они
Я1, И; ill . । делимыми
СрИь ti и, и}
•• . .i и. , '< всмпринима
*. ы-н вертикалью мн вязевымк фер-
1 'i и пане-- ин- 1н;ч7рагмамн. р
•»л»|>-м111ным1| кк в п.юскнсти наруж
«ого ограждения, ,ак и ни внучреь
ним 1.«:ям з> -иия (рис 9 ~ з)
ВертИЕипьные связедые фермы, па-
нЕЛИ-днафрагмы и « вер шкальные
СТВОЛ11. ... <IIHW H' чл'.,-' ••-'ф
рагм, в ii и мм • ••- • - ,• -•
став?.'** -лк «и«1 <.!•< Ai (»г(1нч
ИДИ 1.1- > tlllfV - " • '! I и;
М'НТС Пн • - , • • ♦
НИИ маркам ПОДМОЙ иа ;н .м <J |£4С.
9 7. 61 п • toMHdx вн р но •
могут «О I u 11 n< I I I'J.
вы дояюшн • i > и г .........
Б ЭТОМ r»vu || | ||Д II
колонне опрел .’ляг ф<*<У’
ЛЬ--Mi-t-M^Qin • J. (9 I)
где Qi ОпорMBS р»‘-»<и-н р“ге**я
ПРИ ПС I 1Я5П«>! 1Гр’ М’ .
этажном перекрытии; Q*-1 п г г
акция рнп । при пос "
щ Й нагр'-чк'’ « Меж «I .11
крытие и
СТОЯНИЯ С
действуюн,',й .1 ...
колонны нс 9 «J Г
В рямных кар*« 'ТЫ
каркаса • ф • ...ггч •>
раЛОТу и • .11'1." 1.1 .1 .
Н ГОрИЗОН' .1 • I г - • •• ..| ,
ВЫХ П ЛИУ I । ...........i <; >'| "
рамы ’V '. -• । " * *•
MCHlhi В риг 1'1 • 7 «МЫ м.1, >1
nt • ежи* но • и-m" •
viiptaeiHiv при наиболее неблагопри-
яти 1М с метании вьртмк* 1ьны\ нагру
зок ча «рл;д, 1тажныо перекрытия
Горизот । it.ii » ветров.)» нагрузка
- I. ' . и - ... н»гся к. сми эпемен-
Tfan u кд ласа, ви’Ы1!,ая в них продоль-
ны! г- iv.ijomn .чиня и изгибающие
моменты.
Гзрнзин1<1льп1,11 нагруби ui вет-
ра поивоют к сисредоточе1шым силам,
прилаженным аружным «мам карка-
са па уровж п< • »,»ытня.
Полный изгибающий м< цент на vp
вне обреза фуг 1<пиьн«а, т " • •
на |<г гннр»».. чь в 1. ММ
ЛЯЮТ ПО форм1 I
м - -S-[Co . •
|Д« коэфф!! I fill.и нмности.
приннма» чый от п СНиП
П-6- 74.
Изгибе!гиШИН М Г V.3TH4I эй
ч-.гтн ветровой H.iirr, ни ов|н яют
пп формуле
ы « к- -f. 0 гад
с • •
I -агичсекнй парки i а .
Рис 9 10. Системы железобетонных опорных конструкций порте лов:
а. < равные, в — нз neperрентных ферм; г прочные, д балочные е — решетчатая рамная; ж — с пере-
крестным ростверком с конусными опорами з с И-образннмн опорами; 1 однопро.тетная рама. 2—даухкон-
сольнан рама 8—перекрестные формы, 4—аркада, 5—балка, Б—решетчатые опоры. 7—конусные опоры;
S—V образные опоры. 9— балочный ростверк, 10—распределительная плита: //—колонна. 12—пилон-
точечный фундамент, 14— плитный фундамент; 15—фундамент из перекрестных плит
вой схемы предусматривает расчлене-
ние пространственного каркаса зда-
ния на отдельные плоские рамы, ра-
ботающие, как правило, в поперечном
направлении. Расчетная схема пред-
ставляет собой многоэтажную раму
с шарнирным сопряжением ригелей с
колоннами и со связевой фермой в од-
ном из пролетов. Ригели такой рамы,
загруженные равномерно распреде-
ленной постоянной и временной на-
грузками, работают как разрезные
балки и рассчитываются по методике,
изложенной в § 2.5 и 3.6.
Горизонтальная ветровая нагрузка
передается полностью на связевую си-
стему в виде сосредоточенных сил 1F,
приложенных к узлам рамы. Расчет
такой системы производится как кон-
сольной фермы.
Рамная конструктивная схема с
жесткими узлами сопряжения ригелей
и стоек рассчитывается как много-
кратно статически неопределимая си-
стема различными методами строи-
тельной механики с применением ЭВМ
В процессе статического расчета от
одновременного воздействия верти
кальных и горизонтальных нагрузок в
сечениях колонн и ригелей определяют
изгибающие моменты Meat, продольные
Neat и поперечные Qcai силы (рис. 9.8).
Значения моментов от вертикальной
нагрузки в сечениях рамы могут быть
определены с помощью приближен-
ного расчета (см. гл. 5).
Расчет по предельному состоянию
второй группы ограничивает горизон-
тальное перемещение верха многоэтаж-
ного здания высотой Н /^(1/600...
1/800)//.
Для удовлетворения этого условия
рекомендуется отношение высоты со-
оружения к его ширине задавать ори-
ентировочно в пределах Н/В^Т.
Изгибающий момент в узлах сопря-
жения ригелей со стойками раскла-
дывается на пару сил, которые пере-
даются на , инну с помощью соедя
нательных пластин, приваренных к ко
лонне и полкам балки в стальных кар-
касах (рис. 9.9, о б), и сварки заклад-
ных деталей ригеля и колонны или мо
нолитного решения узла в железобе
тонном каркаг₽-
А.-ВД,. (9.4)
где /, -расстояние меж л у осями пл а
нок или осями стыковой арматуры
Нередко в практике строительства
возникает необходимость отрыва ос
новного объема здания от уровня земли
с целью организации функциональ-
ною свободного пространства, ис
пользуемого как часть городской пла
нировки, «'•’•□янки для машин прохо
дов и т. д.
Эта задача решается опиранием
каркаса на специальные поддержи-
вающие конструкции, называемые пор-
талами (рис 9.10'
е.з. здания
с подвешенными этажами
В конструктивном отношении зда-
ния с подвешенными этажами прин-
ципиально отличаются от каркасных
многоэтажных щаний. Основу их кон
структивний семы составляют про
стране венпьк вертикальные стволы—
шахты, в которых располагаются лест-
ничные и лифтовые коммуникации,
воспринимающие все вертикальные и
горизонтальные нагрузки.
Междуэтажные перекрытия подве-
шиваются к консольным оголовкам,
выполненным в виде балочных рост-
верков или системы перекрестных ферм,
которые опираются на вертикальный
ствол здания.
Благодаря замене сжатых стоек,
характерных для каркасов многоэтаж-
ных зданий, на растянутые подвески
здания с подвешенными этажами менее
материалоемки, чем традиционные мно-
гоэтажные каркасы, обладают боль-
шей полезной площадью, повышен-
ной сейсмостойкостью, требуют мень-
шего объема земляных работ, позво-
ляют создавать оригинальные архитек-
турно-конструктивные формы. Наи-
большее применение здания с подве-
шенными этажами получили за рубе-
жом, однако интерес к ним в отече-
ственной практике также значителен.
Конструктивные схемы по количе-
ству главных опор можно разделить
на две основные группы: одноствольные
и двух- или многоствольные системы.
Наибольшее распространение в
практике строительства получили одно-
ствольные системы с одним консольным
ростверком, расположенным на ого-
I I КОНСТруКТПВИ!
тержневыми ра.
мы одно твояьны-т зданий с подвешенными этажами:
висячие с различной геометрией стержневой аирной системы.
".......—.....*....— — хмамн./ (ба -ня).
-в. . - НИ • liailUKl' МО I . !•«< | ml , п. чагый pc'-’oepf I . IDtvnn.
ловке главного ствола (рис. 9.11, а)
При эгом ростверк решается в виде
системы балок (рис 9.11. а. б) или
ферм (рис. 9.11, е—J)
Для уменьшения изгибающих мо
ментов в балочных ростперкяк по вы
соте ствола устраивали два. три и
более ростверков в зависимости от
числа этажей (рис. 9 11.6)
Разновидностью одноствольных
схем являются опорные и кпмбинирп
ванные системы (рис 9 II, е. лс). час
тично подвешенные и частично опер
тые на консольные ростверки
В двухствольных конструкциях в ка
честве главных вертикальных эле
ментов здания используются две лест
нично-лифтовые шахты, на которое
подобно мостовым пролетным строе
ниям, опираются поддерживающие кон-
струкции покрытия балки или фермы
или системы вант (рис. 9.12)
В статическом отношении здание
с подвешенными перекрытиями пред
ставляет собой консольный стержень,
заделанный в фундамент и загружен
ный постоянными и временными вер
тикальными и горизонтальными (вст
ровыми) нагрузками. Все нагрузки
воспринимаются стволом здания, в ко-
тором вертикальные продольные силы
Nr определяются как сумма нагрузок
от собственного веса конструкции
здания и полезной нагрузки на этажах
Изгибающий момент на уровне вер-
ха фундамента в расчетном сечении
ствола от горизонтальной нагрузки
определяется по формулам (9.2) и
(9 3).
Расчег коробчатого сечения ствола
производится как внецентренно сжато-
го стержня по формулам § 4.7
Толщина железобетонных стен ство-
лов задается в зависимости от ко-
личес|В? ээажей в здании и колеблется
от 40 ..8U см в уровне нижних этажей
и 20 60 гм в уровне верхних этажей
Особое внимание уделяется проекти-
рованию фундаментов, так как они
должны обеспечивать восприятие зна-
чительного изгибающего момента от
горизонтальных сил и передачу этого
момента на основание. В качестве фун-
даментов применяют глубокие набив-
ные сваи с уширенной пятой, сплош-
ные монолитные железобетонные плиты.
Вертикальные подвески работают
на центральное растяжение от сил
Ft, величина которых увеличивается в
направлении снизу вверх.
11.4. ПАНЕЛЬНЫЕ
МНОГОЭТАЖНЫЕ ЗДАНИЯ
Крупнопанельные мносоэтажные
здания в зависимости от количества
этажей делятся на четыре группы: пер-
вая группа включает четырех-пяти-
этажные дема, вторая — здания сред-
ней эта ж нести до девяти этажей;
третья дома повышенной этажно-
сти от 10 до 16 этажей; четвертая —
здания с количеством этажей бо-
лее 16.
Наружные стены в панельных зда-
ниях могут быть: несущими, самоне-
сущими, навесными. Несущие стеновые
панели воспринимают вертикальные на-
грузки от собственного веса стен и от
опирающихся на них конструкций зда-
ния. Самонесущие стены воспринима-
ют вертикальные нагрузки от собствен-
ного веса. Навесные стеновые панели
прикрепляются к поперечным несущим
стенам или устанавливаются на пере-
крытия, они играют роль только лишь
ограждений и передают горизонталь-
ные ветровые нагрузки на несущие
конструкции. Замоноличивание стыков
обеспечивает совместную работу про-
дольных и поперечных несущих стен,
что на практике самонесущие стены
превращает в несущие. Таким образом,
панельное многоэтажное здание пред-
ставляет собой пространственно рабо-
тающую конструкцию, которая вос-
принимает вертикальные и горизон-
тальные нагрузки, действующие на нее.
Пространственная жесткость круп-
нопанельных зданий обеспечивается
совместной работой стеновых панелей
и перекрытий, которые связаны между
собой с помощью сварки закладных
деталей и замоноличиванием стыков.
В зависимости от размеров зда-
ния, расположения несущих стен, ти-
пов связей между конструкциями про-
странственную коробку крупнопанель-
ного дома можно рассчитывать по од-
ной из трех наиболее характерных схем
(рис. 9.13): а) консольная (рис. 9.13,с);
б) дискретная (рис. 9.13, б); в) дис-
кретно-континуальная (рис. 9.13, в)
схема (непрерывная).
Для консольной, дискретной и дис-
кретно-континуальной расчетных схем
приняты следующие предпосылки: па-
нельная диафрагма представляется
системой монолитных консолей, кото-
рые жестко и податливо заделаны на
уровне подошвы фундамента и вос-
принимают как вертикальные, так и го-
ризонтальные нагрузки; каждый кон-
сольный стержень (столб) — это учас-
ток стены, ограниченный в плане по
вертикали стыками панелей или про-
емами.
Консольная расчетная схема ха-
рактеризуется либо шарнирными свя-
зями сдвига между столбами, либо аб-
солютно жесткими. На рис. 9- 13, а,
б — все связи гибкие; на рис. 9.13, в—
связи жесткие. В последнем варианте
консольные столбы имеют тавровое се-
чение. Возможен также вариант кон-
сольной схемы, где консольный стер-
жень имеет двутавровое сечение. Та-
кой вариант возможен теоретически
при условии абсолютно жестких свя-
зей между столбами.
При дискретной схеме связи между
столбами диафрагмы располагаются
в уровнях перекрытий и рассматри-
ваются как ригели многоэтажных мно-
гопролетных рам.
Дискретно-континуальная расчет-
ная схема или плоский составной стер-
жень характеризуется тем, что связи
Рис. 9.13. Расчетные схемы панельных домов
474
между столбами диафрагмы прини-
маются непрерывно расположенными
по всей высоте здания.
Анализ расчетных схем (консоль-
ной, дискретной и дискретно-контину-
альной) показывает, что дискретно-
континуальная расчетная схема наи-
более универсальна и удобна.
В результате расчета панельного
здания вычисляются расчетные усилия
в конструкциях здания: изгибающие
моменты (Л4). нормальные силы (N)
и поперечные силы (Q) По расчет-
ным усилиям производят проверку
на прочность расчетных сечений этих
конструкций и подбирают площадь ра-
бочей арматуры в зависимости от мар-
ки бетона, марки раствора в швах,
класса стали. При необходимости про-
веряют прогибы, определяют работу
железобетонных панелей на образова-
ние и раскрытие трещин.
В зданиях повышенной и большой
этажности расчетные усилия вычис-
ляются в нескольких уровнях (в од-
ном на 3...5 этажей).
Армирование конструктивных эле-
ментов крупнопанельных зданий вы-
полняется в соответствии с действую-
щими усилиями, эпюрами изгибаю-
щих моментов и поперечных сил.
Однослойные легкобетонные панели
армируются вертикальными сварными
каркасами. Каркасы в панелях без про-
емов располагаются по длине стены
с шагом 1,2...1,5 м, соединяются эти
каркасы горизонтальными стержнями
с шагом 600...800 мм.
Армирование двухслойных пане-
лей без проемов выполняется анало-
гично армированию однослойных па-
нелей. В панелях с проемами каркасы
перемычек располагаются во внутрен-
нем слое. Поперечные хомуты карка-
сов пересекают оба слоя стеновой па-
нели и должны иметь антикоррозийное
покрытие
В трехслонных панелях армируется
внутренний слой вертикальными карка-
сами, которые располагают по кон-
туру панели и проемов. Наружный
слой стены армируется сеткой по се-
редине сечения. Каркасы перемы-
чек располагают во внутреннем слое
стены.
9.5. МЕТОД ПОДЪЕМА ПЕРЕКРЫТИИ
Идея возведения зданий методом
подъема перекрытий состоит в следую-
щем: на уровне земли изготавливают
пакет перекрытий всех этажей и кровли,
предварительно установив сборные ко-
лонны.
При помощи подъемного оборудо-
вания поднимают и закрепляют крышу
на проектной отметке. Поочередно под-
нимают и закрепляют перекрытия каж-
дого этажа на заданном уровне.
После этого производят все работы
по устройству стеновых ограждений,
благоустройству этажей. При необ-
ходимости во время возведения зда-
ний устанавливают монтажные связи.
Плиты перекрытий (пакет перекры-
тий) бетонируются одна на другой
на специально подготовленной и тща-
тельно выровненной поверхности пола
первого или подвального этажа. При
изготовлении плит перекрытий устра-
ивается только бортовая опалубка по
периметру перекрытий.
Метод получил признание благода-
ря своей эффективности и преимуще-
ствам по сравнению с существующими,
поскольку позволяет индустриализо-
вать в значительной мере строитель-
ство зданий различного назначения,
любой этажности, размеров и формы
в плане; осуществить свободную пла-
нировку; возводить здания в сейсми-
ческих районах (неразрывные плиты
перекрытий выполняют роль горизон-
тальных диафрагм и обеспечивают по-
перечную жесткость здания); осущест-
влять строительство при сложном рель-
ефе местности, а также в стесненных
условиях; сократить сроки и стоимость
строительства благодаря, например,
возможности изготовления плит пере-
крытий на уровне земли.
В зданиях и сооружениях, возводи-
мых методом подъема перекрытий,
пространственная жесткость обеспечи-
Л1ггод п -'ъема 3«
Рис. 9 14. Металлические воротники-
а короткий; б — длинный; е — длинный с поперечным армированием плоской плиты перекрытия в зоне ворот
вается, как правило, по связевой си-
стеме, реже по рамно-связевой и
рамной. При связевой системе нераз-
резные плиты перекрытия здания шар-
нирно связаны с колоннами, а при рам-
но-связевой и рамной системах узлы
выполняются жесткими. Шарнирное
соединение плит перекрытий с колон-
нами образуется опиранием на сталь-
ные закладные стержни (штыри),
вставляемые в отверстия в колоннах,
на стальные клинья или на столики.
привариваемые к колоннам. Жесткое
сопряжение плиты перекрытия полу-
чается соединением с колоннами при-
варкой стальных накладок.
При связевой системе колонны зда-
ния воспринимают в основном верти-
кальные нагрузки, а горизонтальные
нагрузки воспринимаются ядрами и ди-
афрагмами жесткости. В зданиях с рам-
но-связевым каркасом рамы восприни-
мают вертикальные нагрузки, а гори-
зонтальные нагрузки воспринимаются
ядрами и диафрагмами жесткости сов-
местно с рамами. В зданиях с рамными
каркасами рамы воспринимают вер-
тикальные и горизонтальные нагрузки.
Плиты перекрытий на весь этаж в
зданиях, возводимых методом подъема
перекрытий, рекомендуется применять
плоскими с консольными свесами, глад-
кими или кессонированными с одина-
ковой высотой ребер. Толщина плиты
перекрытия принимается в пределах
от ’/«5 до ‘/за ее пролета.
В месте опирания (примыкания)
перекрытия на колонну в толще его
располагаются специальные сварные
воротники (закладные детали), выпол-
ненные из листовой или профильной
стали (рис. 9 14). Это обеспечивает
необходимую прочность плиты пере-
крытия на продавливание и жесткость,
а также соединение плит с колон-
нами.
Стальные воротники могут быть
двух типов: короткие (рис. 9.14, а) и
длинные (рис. 9.14, б). Короткие во-
ротники применяются для гладких плит
пролетом не более 6 м и для кессони-
рованных. Тип воротника для гладких
плит пролетом более 6 м устанавли-
вается расчетом на продавливание.
Размеры сторон воротника должны
быть не менее 0,271, где I — пролет пе-
рекрытия в рассматриваемом направ-
лении.
В зданиях, возводимых методом
подъема перекрытий, колонны могут
быть железобетонными или стальными.
Размеры поперечного сечения (на-
ружного) колонны должны быть пос-
тоянными по всей высоте здания. С из-
менением действующей нагрузки (в
зависимости от этажа) следует изме-
нять несущую способность колонны,
увеличивая или уменьшая прочность
бетона, количество арматуры железобе-
тонных колонн, а в металлических —
изменяя марку стали или толщину
листов, не изменяя внешних размеров
сечения колонны.
Плиты перекрытий проверяются на
продавливание по формуле
РС0.75 арсрЛосрЯ^+ОАГ R„. (9.5)
а при отсутствии поперечного арми-
рования опорной зоны — по формуле
P<O,75ap<pfto.cP/?pi (9.6)
где Р — продавливающая сила, опрс
деляемая как опорная реакция колонны
от действия рассматриваемого пере-
крытия за вычетом нагрузки, прихо
дящейся на верхнее основание пира-
миды продавливания; а коэффици-
ент. зависящий от типа воротника:
для коротких <х=1, для длинных а —
=0,8; р1р — средний периметр усечен
ной пирамиды продавливания; ЛО1₽=
=(&,»+AUJ)/2 — средняя рабочая вы-
сота сечения плиты; h,x и hDy рабо-
чая высота сечения плиты в направле-
нии соответственно осей х и у; Ra —
расчетное сопротивление растянутых
хомутов; — площадь сечения хо-
мутов. учитываемых в расчете и рас-
положенных вокруг воротника на уча-
стке шириной, равной толщине плиты
(рис. 9.14, в):
AB'=P/ROX (9.7)
Воротйик рассчитывается как сталь-
ная конструкция без учета работы
окружающего его бетона на нагрузку
от давления бетона и усилия, дей-
ствующие в верхней арматуре, если
она приваривается к верхним полкам
воротников.
Плиты перекрытий армируются сет-
ками и сварными каркасами. Рабочие
стержни в сетках располагаются в од-
ном направлении и укладываются в два
ряда. В том случае, если размеры во-
ротника не удовлетворяют расчету на
продавливание, в плите перекрытия
предусматривается поперечное армиро-
вание в виде вертикальных стержней
в зоне за контуром воротника. Попе-
речная арматура 0б...8 мм объединя-
ется в сварные каркасы с шагом
100 мм. Поперечное армирование ши-
риной, равной полутора толщинам пли-
ты, располагается по концентриче-
ским окружностям или многоуголь-
никам
ГТ Ml* 10
СПЕЦИАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
10.1. БАШНИ И МАЧТЫ, ОПОРЫ ЛЭП
К высотным сооружениям относятся
опоры радио и телевизионных антенн,
маяков, вытяжные и водонапорные
башни, вентиляционные и дымовые
трубы, опоры линий электропередачи
^ЛЭП).
По конструктивной схеме они мо
гут быть разделены на два основных
вида башни и мачты. Башней назы-
вают высотное сооружение, жестко
закрепленное в основании с помощью
анкеровки в специальном фундаменте
(рис. 10.1) Мачтой высотное со-
оружение. устойчивое положение ко-
а)
Горопт». тМ) м.
13 1-
торого обеспечивается системой оття
жек (рис 10.2). Опоры ЛЭП пред-
ставляют собой башенные, мачтовые
или портальные сооружения, предна-
значенные для подвески воздушных ли-
ний электропередачи (рис. 10.3).
Высотные сооружения работают
преимущественно на восприятие гори-
зонтальных ветровых нагрузок, прило-
женных к сооружению и установлен
ному на нем оборудованию. Сила вет-
рового воздействия зависит не только
от скоростного напора, но и от формы
и размеров самого сооружения и от-
дельных его элементов.
Ветровые нагрузки на сооружение
рассматривают как совокупность нор-
мального давления, приложен tioi > к
внешней поверхности сооружения или
его элементов, и сил трения, направлен-
ных по касательной к внешней по-
верхности сооружения. Значение вет-
рового давления принимают в зависи-
мости от ветрового района СССР в со-
ответствии со СНиП 2.01.07—85 При
этом учитываются коэффициенты изме-
нения ветрового давления по высоте,
определяемые в зависимости от типа
местности. При определении компонен
тов ветровой нагрузки используют со
ответствующве значения аэродинами-
ческих коэффициентов, которые зависят
нт формы сооружения и его элементов.
Ветровую нагрузку определяют как сум-
му средней и пульсационной составляю-
щих, при этом нормативное значение
пульсационной составляющей опреде-
ляют с учетом частот собственных ко
лебаний сооружений.
Башни возводят с применением
стали, алюминиевых сплавов и желе
зобетона. Наибольшее распростране
ние получили металлические решетча-
тые башни. Железобетонные башни
строят реже и их высота обычно не пре-
вышает 200 м. Тем не менее высочай-
шая в Европе (а до 1975 г и самая
высокая в мире) Останкинская теле
башня в Москве построена из пре ।
варительно напряженного жечезобе
тона и увенчана стальной антенной.
Построенная в 1975 г башня в То-
ронто (Канада), превосходит tc пи
высоте на 10 м и имеет аналогичную
конструктивную схему (см. рис. 10.1).
Металлические решетчатые башни
малой высоты (до 50—100 м) имеют
обычно призматическую форму (схема
Pin. 102 Мачты
— .|П ,Н1«- (СССР) -10? я)
с пар ...лелышмн поя< ми) При боль-
шей высоте 'от 100 до 300 м) башням
придается пирамидальная форма, кото-
рая обеспечивает их лучшую устойчи-
вость и сопротивляемость ветровым
нагрузкам, а также более равномерное
распределение усилий в поясах Поп'.-
речное сечение решетчатых башен мо
жет быть треугольным, квадратным или
многоугольным Соотношение ширины
башни у основания к ее высоте при-
нимав, ..я в пределах от 1 '|2 до /ь.
При этом учитывается, чти увеличение
ширины способствует снижению усилий
в поясах от моментов, вызванных вет-
ровыми нагрузками, в рез,льтате ч го
уменьшается расход материала на
пояса и фундаменты, ни увеличивается
расход материа ia на реш< ti<v и диаф-
рагмы.
i%Лчат Hi и. iia ПУЛ v|
Рис. 10.3. Опоры ЛЭП.
и— V образная на оттяжках б ортальмая на от
тяжках, в — башенная, г - сложная башен »
Чтобы снизить воздействие ветровых
нагрузок и обеспечить устойчивое поло-
жение, башни проектируют с заужен-
ной верхней частью и уширенной ниж-
ней частью в соответствии с эпюрой
изгибающих моментов от ветрового
воздействия. Криволинейная форма
поясов башни требует устройства пере-
ломов в поясах, что усложняет их кон-
струкцию. Тем не менее большинство
башен высотой более 300 м имеют
такую форму Впервые она была при-
менена Эйфелем в башне, построенной
в Париже в 1889 г. Следует отметить
также оригинальные сетчатые башни
Шухова в форме гиперболоидов враще-
ния, построенные в начале XX в. с при-
менением деревянных и металлических
конструкций. Их достоинство заключа-
лось в том, что пространственный кар-
кас криволинейного очертания соби-
рался из прямолинейных элементов
одинаковой длины, что упрощало
технологию их изготовления (см. рис
10.1).
13*
В массовом строительстве наиболь-
шее распространение получили четы-
рехгранные башни пирамидальной фор-
мы. Трехгранные башня применяют
при небольшой высоте и незначитель-
ных технологических нагрузках, а мно-
гогранные— при большой высоте и
значительной нагрузке от оборудова-
ния. Грани решетчатой башни представ-
ляют собой плоские фермы. Расстоя-
ние между узлами по длине пояса в
пирамидальных башнях уменьшается
кверху в соответствии с уменьшением
их ширины. Для поясов предпочти-
тельны трубчатые сечения вследствие
их хороших аэродинамических качеств.
В башнях небольшой высоты пояса
изготовляют из уголковых и других про-
катных профилей. В башнях с поясами
из труб наиболее рациональной яв-
ляется крестовая решетка с предва-
рительно напряженными раскосами из
круглой стали. При поясах из уголков
и других прокатных профилей приме-
няются треугольная и ромбическая
решетки со шпренгельным дополне-
нием, необходимым для уменьшения
расчетной длины поясов.
Усилия в поясах и решетке башни
определяют как в пространственной
ферме, консольно закрепленной в фун
даменте и загруженной поперечно
приложенной ветровой нагрузкой и осе-
вой ншрузкой от собственного веса
и технологического оборудования. В
результате их действия в простран-
ственной ферме возникают изгибающий
момент, поперечная и продольная си-
лы, которые вызывают суммарные сжи-
мающие н растягивающие усилия в
стержнях поясов и решетки
Изгибающий момент А1 и продоль-
ная сила воспринимаются поясами,
поперечная сила — решеткой. У че-
тырехгранной башни наибольшее уси-
лие V| в поясе возникает, когда вет-
ровая нагрузка направлена по диаго-
нали квадратного поперечного сечения
и в работу включаются только два по-
яса (рис 10.4, а).
N, - М/к £.
где b —размер грани в плане
Ь трех: Р«т>ий башни наибольшее
усилие в поясе от горизонтальной на
грудки равно (•?" рис. 10,4 б)
А' — <5н /6 V i
Продольная сила А, от вертикаль
пых нагрузок Р распределяется поров-
ну между п поясами пешни с учетом
их наклона к вертикальной оси под
углом а.-
Л\ -Р/п ода.
Полное осевое усилие в поясе от
горизонтальных и портикалины х чагру
зок равно Л' — d:Wi + A^ .
Усилия в элементах решетки ст111ла
башни опр<. тяют по сумме попереч-
ных сил д.мствующих в грани, кото-
рая рассматривается как плоская кон-
сольная ферма, защемленная в осно
вании башни и работ ющая на гори-
зонтально приложенную ветровую на-
грузку При этом предпола! ается, что
вертикальная нагрузка вызывает толь-
ко сжатие поясов, не вовлекая в работу
решетку, что полностью справедливо
для призматических башен и в мень-
шей степени - для пирамидальных.
Подбор сечения сжатых элементов
производится из условия их работы
на продольный изгиб, растянутых эле-
ментов — из условия работы на цент-
ральное растяжение.
Конструктивное решение узлов при-
нимается с учетом того, что элементы
Лишни из-за большой ширины ствола
поступают на строительную площадку
россыпью В типовых конструкциях ба-
шен широко используют фланцевые
Oj--.ju t-ния на болтах Распорки снаб-
жают концевыми фасонками, которые
при монтаже конструкции нажимают
между фланцами, заранее приваренны-
ми к трубчатым элементам пояса. Рас-
косы из круглой стали также снабжены
концевыми фасонками, к которым
приварены парные проушины, имеющие
отв€]Стня под болт Этим болтом рас-
52М крепится к фасонке, приваренной
К поясу и фланцу (рис. 10.5, а. б).
При ю большой ширине ствола при-
меняют секционные башни, элементы
которых соединяют на сварке, а секции
соединяют друг с другом с помощью
faUITOB.
Конструкция мачт состоит из ствола
rprvr пыюго, квадратного «ли круглого
ггчения и оттяжек. Ствол мачты де-
А1Ют преимущественно решетчатым
призматический формы, что удобно как
для изготовления, так и для монтажа
способом наращивания и состыковки
гд ч. ых секций Пояса чаше всего
изготовляют из труб, что позволяет
применять фланцевые соединения (см.
рис 10.5, в. г, д).
Трехгранные мачты расчаливают
оттяжками, расположенными в плане
под углом 120° одна к другой, а четырех-
гранные в двух взаимно перпенди-
кулярных направлениях. По высоте
башни оттяжки располагают либо
параллельно друг к другу под углом
45° к горизонт’. либо направляют
Рн; i мы решетчатых башен и мачт-
монтажный >зел гипоним башни f , типовой радиомачты, а— фрагмент типовой радиомачты
и« стороны грана), г - крепление маччиаин чпоры ЛЭП к фундаменту, д крепление оттяжки мачты ЧЭП
группу оттяжек нескольких ярусов из
одного фундамента и раскрепляют их
реями (см. рис 10.2)
Опоры ЛЭП часто приходится уста-
навливать в тру". недоступныv местах
поэтому важно, чтобы их конструкции
были легкими, удобными для транс-
портировки и монтажа. Как правило
они изготовляются на завод. в виде
пространственных сварных секций, сое-
диняемых на месте с помощью болiив
Для трубчатых опор характерны флан-
цевые соединения. При больших уси
лиях в поясах фланцы подкрепляют
ребрами жесткости.
В уголковых опорах раскосы крепят
к поясам одним или несколькими бол
тами. Крепление одним болтом харак
терно для промежуточных опор ЛЭП,
в которых натяжения проводов, под-
ходящих с двух сторон, уравновеши-
вают друг друга В анкерных и уго
ковых опорах, рассчитываемых на одно
стороннее натяжение проводов, в раско
сах возникают значительные усилия
Мачтовые опоры ЛЭП устанавли-
вают на шарнирный балансир и рас-
чаливают тросовыми оттяжками, за
крепленными в анкерных плитах На-
тяжение в тросах регулируют с по-
мощью специальных устройств (см
рис. 10 5. е ж}.
10.2. ПРОМЫШЛЕННЫ1 ГРУБЫ
, Промышленные грубы предназна-
чаются для отвода продуктов горения
в верхние слои атмосферы, а также
для создания разряжения в агрегатах,
работающих на естественной тяге.
По технологическому назначению в
зависимости от состава и темпера-
турно-влажностной характеристики от
водимых сред промышленные трубы
разделяются на два принципиально ог
лицающихся друг от друга типа, ды-
мовые трубы и вытяжные башни. Ды-
мовые трубы отводят дым и газовоздуш-
ные смеси с влажностью не более
60 % и температурой 100 ..500 С. в ко-
торых помимо взвесей <«жи, золы л
пыли содержатся в небольшом коли-
честве газы средней и низкой агрес-
сивности Вытяжные башни отводят
газы повышенной агрессивности с
влажностью более 80 .90 % и темпера-
турой до 400 °C, либо при низких тем-
пературах содержащие конденсат.
Дымовые трубы могут быть свобод-
но стоящими, подкрепленными или
сблокированными (рис. 10.6), Они со-
стоят из фундамента, самонесущего
сгвола и элементов обустройства
Фундаменты дымовых труб проек-
тируют железобетонными, состоящими
из цилиндрического стакана и круглой,
многоугольной или кольцевой плиты
с консолями Глубина заложения фун-
дамента зависит от высоты трубы, грун-
товых условий и глубины прокладки
газоходов. Подводящие -азиходы мо-
гут быть подземными, наземными и
надземными. Надземные газоходы вы-
полняются металлическими, с проклад-
кой их к труб** по эстакаде Наземные
и подземные i азоходы делают из кир-
пича, бетонных блоков или железобе-
тонных панелей.
В нижней части ствола дымовой
трубы, называемой цоколем, пр.дус-
матриваются отверстия для газоходов,
бункер с поддоном для сбора юлы и
Огверстие для ее удаления
Свободно стоящие дымовые трубы
высотой до 120 м, ствол которых вы-
полнен из кирпича или из монолитного
железобетона, чаще всего имеют ко-
ническую форму с постоянным укло-
ном наружных граней в пределах 0,02...
0,05. Более высокие свободно стоящие
дымовые трубы возводят только из мо-
нолитного железобетона конической
формы с переменным уклоном граней
от 0,01 до 0,07 или цилиндрической фор-
мы. Цилиндрическую форму ствола
также имеют трубы из сборного жетезо
бетона и стальные высотой соответ-
। твенно до ьп и 120 м
Основные параметры дымовых
трт'б - высоту и диаметр выходного
отверстия — определяют на основа
нии аэродинамических, теплотехниче-
ских и санитарно-гигиенических расче-
тов из условия обеспечения эффектив-
PHf 10 b Основные типы дымовых труб"
>кн| наклонными и вертикальны ми (в> гво.чами, г имеющие i :
--------------------- ж — жесткой
> । жения
в свободно стоящие, б блоки). >
зопта.чьную связь с кврка< • я капи|------............ — .г............ .........
рамой, з — решетчатой бошнеи крепленные реше: ой мачтой и оттяжками, к комби» •
решение свободно гояш ио •• >6- >ю»го • • ia. подкреплении! р< начатой ст< иной о--
/ ствол; 2 цоколь, т .язь 4—капитально. г • " лтяжкн. 6—жесткая рама- решетч-
башня; 8 - етчатвя мачт евло - > стоящий же • бетонный стал.
него рассеивания дымовых газов до до-
пустимых санитарными нормами пре-
делов их концентрации на уровне земли.
Для дымовых труб высотой до 120 м
независимо от материала, используе-
мого для их возведения, высота ствола
назначается кратной 15 м, а для труб
большей высоты — кратной 30 м. Вы-
ходнбе отверстие диаметром от 1,2 до
3,6 м назначается кратным 0,3 м,
для диаметра от 3.6 ди 9,6 м - крат
ным 0,6 м Отношение высоты ствола
свободно стоящих дымовых труб к его
нижнему диаметру, а в конических
трубах, кроме того отношение высоты
отдельного участка постоянным ук-
лоном к «.всему нижнему диаметру
должно быть не более 20
С целью защиты ствола дымовы?
труб от воздействий температуры и
газов, содержащих агрессивные ком-
поненты, внутреннюю поверхность
ствола защищают футеровкой. Футе-
ровка выполняется из глиняного или
шамотного кирпича, отдельными звень-
ями высотой 10... 12 м и опирается н«
уступы или специальные консоли
Между футеровкой и стволом предус-
матривается воздушный зазор, г хе при
необходимости располагается ген-
изоляция. В настояв i>< время вмест
футеровки из штучных ма(ерм
часто используют металл и чес .де г ।
ходы, опираемые черрз 30.. .4) м на
монолитный железобетонный ствол ды-
мовой трубы (рис. 10.7).
Большинство возведен пых дымовыл
труб имеют круглое поперечное г..-че
ние с одним или несколькими гязохс-
да ми. Однако в практике зарубежного
строительства встречаются и другие
конструктивные решения, например с
эллипсовидным сечением ствола; с i а
зоходами, расположенными снаружи
несущего железобетонною ствола, и
др. (рис. 10.8).
Область применения подкреплении
и сблокированных труб paci юстраня
ется на конструкции, у которых отнппи=
ни^ высоты ствола и его диаметру боль
ше 20 Трубы небольшой высоты (до
60 м), как правило, подкрепляю! от
|яжками (см. рис. 10.6, д) Они имеют
стальной самонесущий ствол цилиндри-
ческой формы. Положение уровней от-
тяжек по высоте трубы определяется
следующими соотношениями- высота
кмнеолыюй части ствола трубы над
оттяжками при одном ярусе оттяжек
должна составлять 1 ‘Д общей вы
соты тр) бы Н, при двух ярусах не
более 1 Н; расе гоя ние между ярусами
оттяжек в предг >а« 1 ‘ Н.
Если установить оттчжки hi ю
стесненных условий окружающей .а
стройки не прсь тавляется вох ложным,
ствол трубы подкрепляют жесткг.». рам
Ний конструкцией (см. рис 10.6. г ж)
или решет .it >4 . • й (. ч рис 10.6
з* В 'пр“зонтатьмой опоры
труби це .есообразно использовать кар-
кас находящегося рядом здания, со-
ответственно усилив его элементы
(см. рис 10.6, г). Обеспечить необхо-
димую устойчивость конструкции воз-
можно также посредством блокировки
нескольких труб между собой (см.
рис 10.6. б, в).
Основное отличие конструктивного
решения вытяжных башен от дымовых
труб заключается в четком разделении
несущих и технологических функций
составных элементов сооружения. Га-
зоотводящие стволы вытяжных башен.
выполняющие роль только технологи
ческих коммуникаций, опираются на
несущую конструкцию, в качестве ко-
торой г. пользуется металлическая ре-
шетчатли башня. Благодаря этому га
зоотводящие стволы могут быть изго
товлены из таких материалов, как
сплавы алюминия, титан, дерево, пласт-
массы, применение которых определя-
ется в основном не прочностными ха-
рактеристиками, а коррозийной стой-
костью. Различают одно- и много-
ствольные вытяжные башни Крепление
газоотводящих стволов может быть
внутри или снаружи решетчатой башни
на специальные площадки, распола-
гаемые через 25...30 м по высоте кон-
струкции (рис. 10.9).
Несущая башня состоит г < верх
ней призматической и нижней пира-
мидальной частей V тремя, четырьмя
гранями и более. Наименьший габа-
ритный размер несущей башни в ниж-
нем основании назначают, как правило,
не менее '/в ее высоты.
К обустройству промышленных труб
относятся лестницы, светофорные пло-
щадки, площадки для обслуживания,
грозозащита В некоторых случаях
для обслуживания и контроля техниче-
ского состояния высоких труб исполь-
зуется лифт с машинным отделением,
расположенным в поколе.
Проектирование и pacnei промыш-
ленных труб регламеитируе ся норма-
тивными документами, среди которых
основным является СНиП 2.09.03—85
«Сооружение промышленных предпри-
ятий». Их рассчитывают на действие
горизонтальной ветровой нагрузки,
вертикальной нагрузки от собственного
веса трубы и температурные воздей-
ствия проходящих газов.
10.3. ВОДОНАПОРНЫЕ БАШНИ
Водонапорные башни предназнача
ются для регулирования расхода и на-
пора воды в водопроводной сети, со-
здания п* запас я и вы| «внивания гра
фика работы насосных станций Водо-
напорные башни используют в систе-
мах производственного, хозяйственн
питьевого и противопожарного водо-
снабжения пр( чышленных объектов,
сельскохозяйственных комплексов и
населенных мест.
Водонапорная башня <т:Нт из ре-
зервуара (одного или нескольких),
опоры и фундамента Основные пара-
метры водонапорной башни — высота
и объем резервуара - устанавливают-
ся на основании технологических рас-
четов. Согласно СНиП 2.09 03—85 и
< ССР предусматривается проектирова-
ние водонапорных башен вместимо-
стью 15, 25, 50. 100. 150, 200, 300, 500
и 800 м3. Высоту опор для резервуаров
вместимостью от 15 до 50 м3 назна-
чают кратной 3 м, а с резервуарами
вместимостью 100 мэ и более — крат-
ной 6 м.
Водонапорные башни бывают цель-
нометаллическими, полностью железо-
бетонными или же комбинированны-
ми — с металлическим резервуаром и
железобетонной или кирпичной опорой.
На выбор формы резервуара (бака)
водонапорной башни оказывают влия-
ние архитектурно-композиционные и
технико-экономические требования, а
также конструктивные требования,
предъявляемые к используемому строи-
тельному материалу. Металлические
резервуары водонапорных башен от-
носятся к классу листовых конструкций,
которые наилучшим образом рабо-
тают на растяжение. Поэтому при про-
ектировании выбирают такую форму
резервуара, чтобы при решающих си-
ловых воздействиях конструкция была
рг тянута в двух взаимно перпенди-
кулярных направлениях. Возникаю-
щие сжимающие усилия передаются на
жесткие кольцевые ребра или балки
Для стальных резервуаров водо-
напорных башен наиболее рационально
в статическом отношении использо-
ггь оболочки замкнутого объема -
сферической, эллиптической, торовой
и каплевидной формы (рис. 10 10).
Оптимальная работа конструкции в
последнем случае достигается благо-
даря следованию законам тектонично-
гти тонкостенных оболочек, наполнен-
ных жидкостью
Железобетонные резервуары водо-
напорных башен со стенками кониче-
ской или воронкообразной формы часто
имеют вогнутое сферическое днище,
работающее на сжатие (рис. 10.1 Г, в, г)
Такая кон -труктивная схема дает воз-
можность уменьшить диаметр опоры
башни и тем самым снизить с»- стои-
мость. Кроме того, при необходимости
возможно создать двухкамерный
объем резервуара, разделив внутрен-
ний объем цилиндрической стенкой
Разработанные r Советском Союз»
типовые проекты водонапорных башен
вместимостью от 15 до 300 м3 имеют
стальной резервуар цилиндрическом
формы плоским или коническим
днищем
Опоры водонапорных батей раз-
деляют на сплошные (различного типа
оболочки вращения), ''вводные (стерж
ненне системы) и комби ни рованныс
(сочетачие сплошных оболочек со
стер ж пеной смете мой).
Наиболее распространенными типа-
ми фундаментов водонапорных башен
являются фундаменты в виде сплош-
ных железобетонных круглых или коль
цевых плиз с цилиндрическим стаканом
Фундамент жестко соединяется с опо-
рой водонапорной башни. В опоре ком-
бинированной конструкции, имеющей
значительные размеры в плане, могут
устраиваться раздельные фундаменты
под различные части опоры
Водонапорные башни оборудуются
подающими и отводящими трубопро-
водами, лестницами для подъема к
резервуару и обеспечения необходи-
мых работ пи его эксплуатации. По
периметру покрытия резервуара пре-
дусматривается перильное ограждение
В северных районах с наружной сто-
роны резервуара располагают тепло-
изоляцию.
Ствол водонапорной башни обору-
дуют площадками для осмотра и об-
служивания строительных конструкций
,j> И)
и трубопроводов. Стальной цилиндри-
ческий ствол водопапорн'*й fiaimti« мо-
жет заполняться водой и служить д«
волнительной емкостью
Расчет водонапорных
дывается нз рас • та р- с-рг.лра. • ••
ры и фундамента При и ?
ваются следующие н;и . жи и индй-
ствия: давление жи щ-и in. встроим’- и
сны-цвые на ,,, «и .иоственный не.
конструкций. । .1 II |^твие предвари
реЛЬНОЮ напр>1/п«гния, а ТаКЖС в не-
обч>цимЫ1 г /ч«.ях сейсмические вы
действия S тенчивость водонапор
«ни Г шни на эпрокндьзание от во-»
действия ветровой нагр’ <ы проверяют
при иуоим рсзерв\аре
ПРИЛОЖЕНИЯ
Приложение '
Коэффициенты р силовых нагрузок для скатных и сводчатых поверхностей покрытий
ГТП П~Ш I 1 i У25"
Приложение 2
Схемы ветровых нагрузок и аэродинамические коэффициенты С (по СНиП 2.01.07 85)
Значения коэффициентов С. , С? и С. дли двускатных покрытий
Hi । м< OIHII- V* ное
'1 I..I »i • М4 тнв.т сине МПа соп . МПа
в не- >. ир мамм.
Г-. . ТТ • ЧпО TI J г. ®
л,. -к™" -.сСТч 7? | !|»Т| Л "
ИИ"' '
ВСп. 1 TV 14 Mi 4 10 365 •W)
hi •. . 11 .20 355 230 315
BCU.«< 2 ФВ(.»1 4 ..10 чяо •270 370
11 2 170 270 360
09Г2< Лис- 4.. 10 ' 4 490 3’5 480
я 11 .* 470 1 *5 460
ГОСТ Лист 21 •> • 460 С 440
15282 Ф • -01 4. •J ’ 490 - 5
11 > Э1 ’•п 470 315 460
305 460 0 450
10Г2С1 ГОС 1 145 490 0 465
10 480 „о 4лл
21 .Л 170 310 450
Фасон 5..Р 490 =•4) 465
10..- аю 475
14Г2ЛФ ГСТ 1 4 ' ни
юхснд гост г - 4-42 • •0 .-4| •S5 460
•?.. .1 4 .15 •0 «И 180
16Г2АФ ГОСТ 1- • . ,11Г- 4 .32 4а । /<, . э
ВС • inc ГОТ 1 Тие. до 10 11 5 >1
ВС
В20 ГОСТ 8 4..36 >4 410 185 375
09Г2С ТУ 14-3 8 Iе 2ft» 470 250 450
16Г2АФ TV И » lOvo- с f 9 140 540 400 535
» io.. 40 350 410 320 375
Прил« в г чие 4
Расчетные сопротивлении алюминиевых сплавов, МПа
Рг« тяжсны- жатш i пб R„
Срез R
Смяти| торцевой поверхности
1. ри на." ‘чин пригонки! Р
Mr-тние смятие при плотном ка-
сании R
Термически упрочняемые
АМг2№ A33IT. Адзт АД31Т1 1->|‘ 1925
70 55 120 175 195
35 75 105 120
II" Л< 90 190 280 ЗЮ
>11 90 40 90 130 145
При имение й
(1.3, 4 СНиП 11-23-81)
Расчетные сопротивления сварных соединений в стальных конструкциях, МПа (л.
Вре*">я> Стыковые сие-щи Сдвиг Соединения с угловыми швами, работающими Тип элекц-.т W Пл'.Т
и изгиб при чтоматичс- слой. пол-, чв
автоматической и ручной сварке с физическим ла нет«_1лу
по вре.оу ХГ’-’Ч" Л.'"г 1 н к" 0.й1В Я. *
$ east сл э е - - эсслсл 8ЕЯ i ilM 178 198 ДИ -*м 31U 438 122 133 Ifij • .’4 W - 1М- 204 228 240 280 155 164 198 207 2145 2(4 чпя Э-42 Э-42А Э-46 Э-46А э-.<; Э-50А Э60 Э-70
При южение 6
Расчетные сопротивления сварных соединений алюминиевых конструкций, выполняемых аргоно-
дуговой сваркой. МПа. мягок алюминия табл. 8, 9, 10 СНиП 2.03-06—85
Примечания- | Над чертой указаны расчетные оиротивления яри сварке алюминия
плавящимся электродом (автоматическая или полуавтоматич< кая свапиа) пол чертов вольфрамовым
(ручная или механизированная сварка) 2. В парных нахлесточных -леднн₽ниях из алюминия марок
АД31Т, АД31Т1, АД31Т4 п АД31Т5 применять лобовые швы не .х.>п,^кается 1 В предпоследней графе
приведены данные при толщине мета и а 4 мм. в пне-тедией 5—12 мм
Расчетные сопротивления древесины сосны, ели и лиственницы. МПа
Ни «иокени
есоматсривлов
I . Изгиб R„, сжатие Rc и смятие Л™ вдоль волокон:
а) элементы прямоугольною ..чения еьк.гой до 50 см.
шириной ДО 11 СМ
б> элементы прямоугольно^ нения вы< ₽пй до 5П см
шириной свыше >3
в* элементы нз кругзых »
в расчетном сечении
2 Растяжение вдоль волокон R?
а) неклееные э«илеиты
б) клееные элементы
3 Сжатие и смятие но всей площади попеюк волокон R .
1 Смятие поперек волокон ме. «нос /?€Н v,
<i) в опорных честях конструкций, лобовых врубка к и узло-
вых примыканиях элементов
б) под шайбами при углах смятия иа 90 до 60‘
5 < наливание вдоль волокон R,..
а) при изгибе наклеены» «лемен «в
б| при изгибе клееных элементов I
в) в лобовых прубках для максимального напряжения
b Растяжение поперек волокон элементов из клееной древеси-1
ны ₽,
Примечание При высоте элемента более 50 ем значения расчетам* сопротивлений • и( ,
сжатию и смятию умножаются ня г «ффнииент по табл 7 СНиП II -2!» ч1
Расчетные сопротивления строительной фанеры, МПя
Фанера клееная березовая марки ФСФ. семи
сливная, толщиной 8 мм и более
вдоль волокон наружных < юев
поперек волокон наружных слоев
под углом 45е к волокнам
Фанера бякелизированиая марки ФБС танинной
7 мм и более
пдоль волокон наружных слоев
поперек волокон наружных слоев
по" углом 45" к волокнам
Tai tun i Сте«'~цласгнкн
•1'4 I .11)2
1.0
J.O
“7i n»». ввинти,»
IklOl. iiTb, кг,
Временное глир., д.у]а 11р>1
рё«- ГИтеННи
Нодуль шрмосш Mild
Приложение 10
Физико-механические показатели материалов мягких оболочек отечественного производства
Наименование ТУ Пок| тие Ширина. при разрыве, кН/м Удлинение прн разрыве, % Морозе той корт.
|7 21-558—86 Капрон 56329 ПВХ 122 750 20/15 20...50 -45
20...50
«Волга» Капрон 5Ь026 ХС.ПЭ 96 685 22/22 20/24 -46
8—238 Капрон 56026 СК 440 36/35 —50 50
8—240 Капрон ск /20 70/44
17-21-39-83—86 Лавсан ПВХ 140 во<1 40/32 |5 40
ТЛ 40—ЛО 15 .40
17-21-39-83—86 Лавсан ПВХ 140 1НЮ яи 15.. 40 1
ТЛ 80—РО 15..40
17-21-33-85—86 Лавсан ПВХ ‘22 Ч75 20/1 20. 50 -60
ТПЛ 20—РО 20...50
17 21-340—80 Лавсан ТЛ 60- РО ПВХ IU 1200 62 30 40 - to
л- Лавсан ПВХ 800 20/15 20.. 50 —40
17-21-231—85 52239 20-50
Винилкожа Хлопок + ПВХ 146 950 IC, 'SV 40
17-2] 328 80 лавсан 40
Винилискожа-Т Лавсан 800 19.6 20...50
1МН 352—80 56239 14.7 2П .50
о знаменателе - по утку 2 Сокращенные
Л попсульфнрованный полиэтилен («хайла
Примечания! В числителе значения по осип. -
названия покрытий ПВХ — поливинилхлорид. ЧСП^»
лон»); СК — синтетический каучук
Начальные модули упругое™ тяжелых бетонов Приложение 11
Бетон Начальные модули упругости бетона прн сжатии и растяжении £„ классе "стона по прочности на сжатие Mila 10 3 при
B3.S В5 В7.Б В10 И1 . 815 820 В25 взо В35 1 840 В45 В50 В55 | 860
Естествен кого 9.5 13,0 16.0 18.0 21,0 23'* 27,0 30.0 32.5 34 5 36.0 37 5 39.0 395Н-р|
твердения Подвергнутый тепловой обработ- ке при атмосфер- 8.5 U.S 14.5 16.0 19.U 20“ 24,0 27,0 feJ.0 31.0 12.5 34.0 35.0 35.5136.0
ном давлении Подвергнутый автоклавной обра- 7.0 9.8 12.0 К5 160 170 2(1.0 22,5 24.5 •jm-1. ' 0 28.0 29.С 29 51 30.0 1
Сортамент горячекатаной арматуры
П' гноднческог, гтво±- ш из стили
Приложение IS
Расчетные площади поперечных сечений и масса арматуры, сортамент горячекатаной стержневой арматуры периодического
профиле, обыкновенной и высокопрочной арматурной проволоки
2,01
9,62
12,32
16,08
20,36
25.12
2,51
3.JK
3.93
3.08
4 02
5,09
6.28
0,35
0,63
0.98
1.42
7,64
12,72
0,25
0,39
0,57
0,77
1,01
* ортамечт
армат» f
ной про
волоки
0.071
0,126
0.196
0,283
О, >15
0,503
0,636
0,785
1,539
2,011
2,54j
3,142
3,801
4.909
6.138
8,042
10,18
12,56
0,59
0.85
3,39
4.62
6.03
7,63
9.41
14.73
18,47
24.13
30,54
37.68
4.52
6,16
8.04
10.18
12.50
15.20
19,63
24.63
32.17
40,72
50.24
1У ио
24,54
30,79
40.21
5( ।
68,«
в « 9 IP
0,42 0 49 “,7 0.64 0.71 0.052
0.76 0.38 1,01 1.13 1426 09'2
1,(8 137 1.57 1.77 1 Of, v.144
1,70 1.98 2.26 2,55 2,83 0 222
2,31 2,69 3.08 3.46 3.85 0.302
3.02 3,52 4 по 4 53 5.0.3 0,3<i5
3,82 4.45 5,59 5.72 6,36 0.499
4,71 55 6.28 7,07 7,85 0.647
6.’S) 7,92 9,03 10.18 11.31 0,888
о, 10 77 12,31 43.83 15.39 1.2118
I ;> • ВТ 14.07 1Ь,08 18.10 20,11 1 578
15.37 17,81 20.36 22.90 25,45 1 '188
18.85 21,99 25,14 28,28 31.42 ? 16o
22 81 26.51 30,41 34,21 36,01 2.984
29.45 3-1,36 39.27 44,13 49.09 3,85.3
36.95 4'3.1 40,26 55,42 61.58 4.834
48.25 5b 30 G4.J4 72,38 80.42 6,31.3
61.08 71.26 81,44 91.62 101.80 7,90
75,36 87 92 100.46 113,04 125,60 9.Г
Примечание <• - жом «х» отмечены прикатываемые диаметры
А. Основные расчетные сопротивления бетона
первой группы К н /?» V Ив >|ри к..
conроти вленвя веток В5 .s BID-1 В 12,5 BI5 В20 ]~1<д
Сжатие осевое Тяжелый и mi- n
(призменная проч НОСТЬ) зернисты й Z.0 SjO 7.8 8 R
Иь Легкий Ячрчгтый 2.8 1.1 4.5 4.6 ед» 6,0 7,5 7JJ 8 Г- 7.Г
Растяжение осе- вое Ялг Тяжелый Мелкозернистый 1СГКНЙ при Ml ком плотном заполнителе Ячеистый IM7 0,37 UJ7 0.24 0.48 0.48 0,48 0,28 ол? 0.57 ОДЕ 0,.»» оы Ofifi 0.'»J 0,ч4 0 5 0,75 0.75 с '• (ЛЮ | 1 П <•. Ю ! л ол 1 1 (
П|« .it, кение п). > •
Вид <, ipuiMu тения Ъс.иН
Сжатие осевое (призменная проч- неет я» R Тяжелый и mi -» зернистый Легкий Ячеистый
Ра яженяе осе вое Кы Тяж“'1ый Мелкозернистый группы А Легкий при мелком плотном заполнителе Ячеистый
Б. Расчетные сопротивления арматуры для предельных состояний
первой группы и модули упругости Е„ МПа
Графический метод
°"P““HZSSL- «»Я| м
мы, в результате чего каждый стержень ока
зывается обозначенным двумя цифрами — но-
мерами смежных полей (рис. 1. в);
3) выявление стержней, не испытывающих
усилий (неработающих, так называемых <ну
левых»), включение которых в диаграмм
излишне, и стержней, усилия в которых опр«
деляют местные нагрузки в узлах
Пример построения анаграммы показан
на рис I
Предварительные соображения.
стержни 2-С 6}. 9-1 и им симметричные
являются «нулевыми» (показаны прерывистыми
линиями); усилие в стержне 2-А равно Р/2.
силы Р/2 изд опорами, как не влияющие на
усилия в ферме в делом, из построения можно
исключить Опорные реепции А—В=3.5Р
Построение начинается с узла А. где схо-
дятся две неизвестные силы 1-6 и 2 б. Они.
вместе с известной силой опорной реакцией
1-2, должны образовать замкнутый треуголь
ник. На диаграмме сил точки / н 2 имеются
Остается пронести тинин, параллельные стерж
ням I 6 и 2-6. и замкнуть треугольник В пере-
сечении этих линий ставят точку б Рели про-
следить последовательность построения треу
гольника 1-2-6-!. то можпо заметить, что
диния 2-6 при этом шла по направлению к
узлу (это значит, что стержень 2-6 сжат), а ли
ння 6 1 — от узла (значит, стержень 6-1 рас
тянут) Следующим узлом, где сходятся два
неизвестных стержня, нвляется уз» i С Обходи
его по часовой стрелке и начиная от известных
i ил. строят четырехугольник 6 2-3-7 6 Замыкая
его я следуя та направлением сторо; находят
сжимающее усилие в тер ж не верхнее . ояс;
3-7 и растягивающей в раскосе 7 6. Рассмотре
ние узла приводит ч построению пятиуголь
ника 16-7 8-9-1. Olivia находят усилия в
стержнях 8-9 и 9 / '.jani«je построение завер-
шается в исходной точке /, куда подходит
растянутый стержень нижнего поясе 6-1 Вели-
|ины усилий, измеренные на Altai амм<
в масштабе си. (Р=))_ приведены в' таб-
лице
При симметричн'". загружен и и фермы мож-
но ограничиться n<«.sроением половины тнаг-
раммы (рис. I, б) Прн несимметричных на-
грузках (снег по варианту 2 приложения СНИП
2 01 07 85 или ветер) приходится строить новые
диаграммы, и на этот раз уже для всей
фермы (рис. I. в) Как видно из сравнения
диаграмм рис I, б, в. одностороннее загру-
женне снегом вызывает повышение усилий в
некоторых элементах решетки (например, в
7-6, 8-9. 9-10]. что при летальных расчетах
обязательно принимается во внимание
< ° шествуют такие схемы ферм, где при
обходе узлов нельзя найти узет с двумя «неиз-
вестными» стержнями, их везде три В этих слу
чаях рекомендуется члэеделить усилие в «лиш-
нем» стержне аналити ,-ски. например способом
сквозных сечений, и, подстроив найденное уси-
лие к диаграмме кик внешнюю силу, продол
жать построение
Такой же подход (предварительное нахож-
дение составляющих опорных реакций Fe и F*
>налитическим путем) может быть положен
в основу построении диаграммы тля :К1
ных арок и рам (см. «вложение (5)
Рис I Построение циа|раммы Максвелла—Кремоны
Продолжение прилож М
Усилия в стержнях фермы
4-336
Раскосы
-1.35
-0,15
Нижним
—400
1-240
-108
-12
Пример определения усилий в шарнирной сквозной арке графическим методом
Приложение 16
Формулы дли расчета ферм с параллельными поясами
Х\><ХХИ./ИА’
и- и(
я7
Усилия 6 стеряиаи
0,п «л, В/я
И|п 1 Л _ *,|л п мк “ Л Мя, Л Мпы л м„ п Ни. "ста 4- От От -От -Р
Обозначения: О„ усилие в m-й панели
нерхиего пояса; U. то же, нижнего пояса;
усилие в п-й , ойке, Da усилие в т м
раскосе: Лк- изгиб-нищий мпммгт в точке,
оютиегствуюшей вершине трс .льннка осно-
ванием который является расс^«трива< •>
панель пояса (знак «—» принимаете „ дя® г-'
косое. восходящих к середине »,о.кти, знак
<+» — ля нисходящие)
Приложение П
Опорные реакции и изгибающие моменты параболических арок от равномерно I
Ра, четные Типы арок и варианты эагружения
Трехшариирные Двухшарннриые Бесшарнирные
' t [ЩтЕ (
flb
Опор vA <?'/2 3,(/8 V//2 3^/ # 9//2 13<///32
ЦП» vD «</2 ?//8 ?//2 9//В ?//2 3?//32
н 9/78/ 9Л/16/ QpK/if q— К №1 16Г
Изги- бающие моменты Л4п 0 0 0
м,„ „ rf/64 3£., . , -g., «.) «... " 4-"-* тг<'-"’ < ' ' 1 « „•'« ^.П-Г^-ЗЮ -^-П + 2К) « » -тгС • та-<8*.-4>
Для диухшарнприых арок К -»I
. для бесшарнирных арокХ| =
4Г. /. площадь 11 момент инерции сечения арки в ключе р=£ ,.1з£з) - коэффициент,
у чч.-иваюшнй удлинение затяжки (для арок без затяжки р=0' Е, Еа модули упругости
материалов арки и затяжки, п —коэффициент, зависящий от отноше ,ия //«
{,• || II 1/4 | 1/8 1 1/8
п Ц 0.6960| 0,7852 | 0,8812 | и 9306
1/10
09521
1/20
09888
Прил'жанш' 18
Опорные реакции и изгибающие моменты основных типов рам
Приложение IУ
Коэффициенты у и А в формулах линейных нагрузок q
и изгибающих моментов М
для перекрестных балок-
q fpl. М -&plL~
№
0.П7ПЗ
। a 0.3 Л 0,0382
i b 0.7*.......«6
0Q40
0 •."?
О.даз
0,311
0,341
0.308
0,570
0.0425
0 n-' -8
0,uiz9
0427
0.0385
0.0713
Пр имеча ив < Момент сопротивления везде равен 1Г «= 2/, /Л (кроме последней < о ««и
Продолжение прилож. 20
2aRt
Приложение 21
Формулы для расчета сферических оболочек на вертикальные осесимметричные нагрузки
ПрцО<Г< —
-P—Cosi?
flpuyiftfy
iSin*f
ЛИТЕРАIУНА
i СНиП - кт- ж. Н« • макй-
ствия.
2 СНиП II 04 •»!
! СНиП 2 80 - М
Cf АКЦИИ
'4. СНиП 11-25 ВО. деревянные конструк-
ции
►ные конструкций
кЛюмини.еые чон-
. СНиП 213-01
бе иные конструкции
6 СНиП 9плт
струкцин
7. Артелег. ц И
тельстве Л, 19йэ
8 Айрапетов
Макотинский М
84-
Бетопные и жел<
ApMOhi
В Н Байю_*а . I «I
17 Кирсанов Н г.. « ^аитовы.
конструкции. М , •
18 Кон<е»<кн»» . дерена и I
Под пед Г • । и 10 В Сл
М., 1&56.
19 КончРУкДин
Под ре , В А Ива> • • • - ’
20 Лисенко " • ". - •
М. 1 -34
21 Мандри,.. ....... 1 , '
чеоы iei . • "
ллюминкй в стр
10. Айрапетс. J
тс^аловсдеш”’ М, 1
II. Байк! « S
бетонные • .»н« t кц
12 Бюттнер С
ая нстр,
с нем М . I' *
М.1-»-
14. Дых личный Ю А Б тны.
>.»гтр\',|И1 сооружений п™ил»ми:-» >
кве. М . l9l J
15. FfHOAOB t> В BoX'iyxooi.v^obH
и irrrженин М.. 19В(
1С Же-ичлестонны! ki>i:< t,<i «ИИн/ПмД pej
чруктурны/. локр—ги ’ П„, ;• t< -1 !<••
мова М.. |9"4.
27 Смирнов В . Ивин.-г । 1
, щ М А. Строите .... -..1НИКа. I м4.
28 Справочн. ; • • пшика Рнсчепю-
.етический. Ъ м. I ' .
29 . Файбишенк л ' V •
струкции М.. 1 • 4
30 Ткущее А Прост »».стп< ины. ••
шллическпк конс,,"'-/чии М 'OS4
ОГ. ЧВЛЕНШ
П рсдиеливик
I а в a I Общая часть
1 1 Инженерные ынструкции.
1 2 Ист .тн-гская справка. Вклад русских
и советских инженеров и ученых в тео-
рию и практику инженерных кон-
струкций
1-6 Просктириеми1к- инженерных
струкций
Глава 2 Основы металлических
струкций
2.1 Область применении
2 2 С-роител1.ные стали и алюминиевые
сплавы как конструктивные матерка
лы их классификация, физике механи-
ческие свойства, сортамет
2 3 Расчет элементов металлических кон-
струкций на основные виды сопротив-
ления
2 4 Соединения fr. галлнческих конструк
-2.5. Балки и балочные клетки
2.6 Колонны и стойки
Г л а я а 3. Основы конструкций из дерева
и пластмасс
3 .1 Ofinnr-т., применении Достоит..ва и
3 2 1|.». ,нв и ные материалы
3 3 гиче - не констпукционныс строи
тельные материмы (пластмассы)
(J 4 j irooT элементов тревяиных кои-
-ругчЦИЙ Ь« еСНОВИЫс ВИДЫ СОПРОТИВ-
ЛЕНИЯ
3 .5 . (мнения • 1 , «явных кон
ГТ >. КЦИЙ
3 •• Г. <н и стойки < дно) ‘тав
•• сечения
Г т а в а 4 Основы бетона н железобетона
4 1 Сущ.нс™ь желсзоб-.тона, достоинства
и нсд< е гатки. область применения
4 2 Основные физикн-мехапичсскис свой-
ства бетона, стальной арматуры и же
«-ибеюна
4 3 Расчет элементов железобетопинч
конструкций по прочности . .
4 4 Расчет прочности изгибаемых элемен-
тов но порм”"|.ным сечениям .
4 5. Расчет прочности изгибаемых эле-
ментов по наклонным сечениям
4 6. Понятие о npi. «варнтиьно напря-
женном жпзезобетоне
4 7 Сжатые и растянутые железобетон -
4.8 Ou бенности статического расчета Же
тезобетонных конструкций |25
4.9 Плоские железобетонные перекрытия 127
I .1 а в а 5. Плоские стержневые конструк-
ции |3S
5.1 Стропильные фермы
10 5.2. Арки
5 3. Рамы
Глава 6. Пространственные стержневые
конструкции
28 t. , „
6 1. Перекрестные балки и фермы
28 6 2. Перекрестно-стержневые прострой
ственныс конструкции (структуры)
63 Сетчатые своды, своды оболочки,
решетчатые складка
п b 4 Купола ребристые, сетчатые и па-
нельные
J4
)6
43
51
59
Глава 7 Тонкостенные оболочки
7.1 Своды ....
7 2 Цилиндрические саоды-оболички и приз-
матические складки
7 3. Треугольные и трапециевидные
_ складки
4 Тонк>: темные купола
7 5. Пологие оболочки положительной
гауссовой кривизны на прямоугольном
плане
7 6 Оболочки отрицательной гауссовой
кривизны
Глава 8 Растянутые конструкции
б । Гибкие инти и висячие покрытия
65 5.2. Вантовые (подвесные) и комбиниро-
ванные конструкции
70 8 3 Тросовые сетки
8.4 Мембра иные покрытия
7й 8 5 Мягкие оболочки
87 Глава 9 Несущие остовы зданий
9.1 Каркасы одноэтажных промьицлен
87 ||ых зданий
') 2 Каркасы многоэтажных зданий
9 3 Здания с подвешенными этажами
90 9.4 Панельные многоэтажные здания
° 5 Метод подъема перекрытий
Глава 10 Специальные сооружения
103 10.1 Башни и мачты, опоры ЛЭП
Ю2 Промышленные трубы
10.3 Водонапорные башни
42 Приложения
I lh Зитература
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие
Г Л а в в I Общая часть
1.1 Инженерные конструкции
1.2 Историческая справка. Вклад русских
и советских инженеров и ученых в тео-
рию в практику инженерных кон
струкций
1.3 . Проектирование инженерных кон
струкций
Глава 2. Основы металлических кон-
струкций
2 .] Область применения
2 2 Строительные стали н алюминиевые
сплавы как конструктивные материл
лы, их классификация, физико-мехаии--
ческие свойства, сортамент
23. Расчет элементов металлических коп
струкций на основные виды сопротив-
ления
2.4. Соединения металлических конструк
2.5. Балки и балочные клетки
2 6. Колонны и стойки
Глава 3 Основы конструкций из дерева
н пластмасс
3.1. Область применения Достоинства и
недостатки
3 2 Древесина н древесные материалы
3 3 Синтетические конструкционные строи
тельные материалы (пластмассы)
3.4. Расчет элементов деревянных кон-
струкций на основные виды 'ОПротив-
ления
3.5. Соединения элементов деревянных кои
струкций
3.6. Балки и стойки сплошного и «ятав-
ного сечения
Глава 4. Основы бетона и железобетона
4 I Сущность железобетона, достоинства
и недостатки, область применения
4 2 Основные физико-механические свой-
ства бетона, стальной арматуры и же-
лезобетона
4 3. Расчет элементов железобетонных
конструкций по прочности
4.4. Расчет прочности изгибаемых элемен-
тов по нормальным сечениям
4.5. Расчет прочности изгибаемых эле
ментов по наклонным сечениям
4.6 Понятие о предварительно напри
женном железобетоне
4.7. Сжатые и растянутые ж ..►зобетои-
ные элементы
4.8. Особенности статического расчета же-
лезобетонных конструкций
4.S. Плоские железобетонные перекрытия
Глава 5 Плоские стержневые конструк-
5.1. Стропильные фермы
5.2 Арки
5.3. Рамы
Глава 6 Пространственные стержневые
конструкции
61. Перекрестные балки и фермы
6.2. Перекрестно-стержневые простран-
ственные конструкции (структуры)
6 3 Сетчатые своды, своды оболочки,
решетчатые складки
6.4. Купола ребристые, сетчатые и па-
нельные
Глава 7. Тонкостенные оболочки
7 I С воды
7 2 Цилиндрические своды-оболочкн и приз-
матические складки
ТЗ Треугольные и трапециевидные
склад“и
7 4 Тонкостенные купола
7 5. Пологие оболочки положительной
гауссовой кривизны на прямоугольном
плане
Оболочки отрицательной га ссовон
кривизны
Глава 8. Растянутые конструкции
8.1 Гибкие нити н висячие покрытия
8 2. Вантовые (подвесные) и комбикиро-
сЗ. Тросовые сетки
8.4. Мембра иные покрытия
8.5. Мягкие оболочки
(лава 9. Несущие остовы зданий
9.1 Каркасы одноэтажных промышлен-
ных зданий
*> 2. Каркасы многоэтажных аннй
9.3. Здания с подвешенными этажами
9.4. Панельные многоэтажные i гания
9.5 Метод подъема перекрытий
Глава 10. Специальные сооружения
10 1. Башни и мачты, опоры ЛЭП
10 2 Промышленные tji,бы
!(<.). Водонапорные башни
ПриЛО» 'НИЯ
Литература
Prtfai t
CHAI I f.R I GEV ; AL OA t Ll.st -
1.1 BtiH'iinp Simrtural .
12 Br.e .1. I.. .-I P₽vu t - iewilMO’O
lhe ^nd I. > ^oft 1 •'
I 3 Design of Building S.ruclural m
CHAPTER 2. F" .DAMENTS’_S О MFTAI 5TRI1CTJJR.
2.1 Field of App ' Г ‘,ь
2 2 in i and /' • • • -nd M'- *’»"1 il ₽•«-
2 Ar ••. •. • ’
2.4 JoinK i« • .< M»lH l»«
2 5. Be .> I» •
2a ‘.......... .1 I И-1
CH.VI1P rt Mt SMI '.I Al •_ Ц1И.Ц •. AND Pi.V.in
STRUCHillE ’
3.1 l-r-l ' A,,<. . ..I »b I. ..M G..-
j£ Ч|ИЙ' ««.I Mi* ’A»i MtliHlK
.1.1 ....... . I. 1 ftn • ••• IF
3.4 . A -.1. . M.........
г *......«а «и. г. > ........ .. ....
г» s.-..,- ...........шрими- . I..
CHAPTER 4 FUNDVUXT.U •. "I ' • •’ RFTE A Kl Rtl‘4 I’*** ft
COM R1 4
I i -.atnre of Reinf.. t I < , 15 Mt and Dr r
, - । R . ' P
9>i«hl..r4
Il -tre.tll. ....... 4 P.O',. — • i m.
• • Con • pt O1 НГ. ir «I
ilAPTER q PLANAR ROD ••Ft' CTIIRES
.3 Mdo
CHAPTER t APAIIAl RvD STftui Tl'RtS
6.1 Cro- c .«.is «nd Truvir-.
* ’ D : i r Gi 'l I - '
t.3. Reu .ilaled Bar . • . . . . I n .
i L Ribbed and R.i1 iu«r.
< HAPTER 7 t. О EH 1 ' •-
7 । Barn • • •
72. ' • *•». . •••'. I »!»'•
7 3 Triangula- 1 1 • ’ I'”1
74 ••ivi a--~
71» Vullr» U»«te РвИч UlUI* Пн»в»»г» FWR
7L C*- • ' ... ' i. I|«
CHAP I ER и lOAD-Bt AMI 4G П7ЛМХ T*Dr>.M t| |U I. Hl4i.\
CHAP И* . -.РГ- Я >‘f
II i ................. “ . i . •
CO>-\ l .fir.