Е. Горачек, В. И. Лишаи, Д. Пуме, И. И. Драгилов,
В. А. Камейко, Н. В. Морозов, В. Г. Цимблер
Прочность
и жесткость
стыковых
соединений
панельных
конструкций
(Опыт СССР и ЧССР)
Под редакцией канд. техн. наук В. И. Л ишака
Москва Стройиздат 1980

УДК 624.078 : 539.4
Прочность и жесткость стыковых соединений панельных

конструкций: Опыт СССР и ЧССР / Е. Горачек, В. И. Лишак,

Д. Пуме и др.; Под ред. В. И. Лишака. — М.: Стройиздат,

1980. — 192 с., ил.
Книга подготовлена совместно советскими и чехословац¬

кими специалистами и содержит систематизированное изло¬

жение результатов исследований прочности и жесткости сты¬

ковых соединений панельных конструкций. Дана характери¬

стика различных типов стыковых соединений и рассмотрены

особенности их статической работы. Приведены методы опре¬

деления усилий в стыковых соединениях от различных нагру¬

зок и воздействий. Обосновываются принятые в СССР и ЧССР

методы расчета прочности и деформативности стыковых со¬

единений. Изложены практические рекомендации по расчету,

и конструированию стыковых соединений.
Книга предназначена для научных и инженерно-техниче¬

ских работников научно-исследовательских, проектных орга¬

низаций и домостроительных предприятий.
Табл. 30, ил. 110, список лит.: 76 назв.
30205-385 (g) Стройиздат, 19$0

п 	111-80 3202000000	^ Глпап««г F TbrJL П
047(01 )-8о	*орачек Е., Пуме Д.
© Перевод на русский

язык, 1980

ПРЕДИСЛОВИЕ
В современном жилищном строительстве ведущая роль принадлежит

панельному домостроению. В СССР панельные дома составляют более поло¬

вины, а в крупных городах около 80% общего объема государственного и

кооперативного жилищного строительства. В ЧССР удельный вес панель¬

ного домостроения составляет около 70%. Широко распространено панель¬

ное домостроение в ГДР, ВНР, ПНР, Франции, Дании, Швеции, Норвегии

и многих других странах.
Развитие панельного домостроения обусловлено его экономичностью,

низкими затратами трудовых и материальных ресурсов. Панели, представ¬

ляющие собой плоские элементы размером на одну или несколько комнат,

сравнительно просто изготавливать, перевозить и монтировать. Их в завод¬

ских условиях подготавливают под окончательную отделку (окраску, оклей¬

ку обоями и т. п.). Панели наружных стен имеют полностью отделанные фат

садные поверхности. Все это существенно снижает затраты труда при возве¬

дении зданий и тем самым сокращает продолжительность строительства. За¬

водские условия изготовления панелей позволяют надежно обеспечивать

и контролировать требуемые несущие и ограждающие свойства сборных кон¬

струкций. Однако эксплуатационные качества панельного дома в целом во

многом зависят от принятого конструктивного решения, стыков панелей.
Авторы настоящей книги поставили перед собой задачу систематизиро¬

вать результаты экспериментальных исследований стыковых соединений при

силовых воздействиях и на этой основе дать рекомендации по их расчету и

конструированию.
Книга подготовлена совместно специалистами СССР и ЧССР. В ней ис¬

пользованы материалы научно-технического сотрудничества; выполняемого

по линии Совета Экономической Взаимопомощи, а также непосредственно¬

го двустороннего сотрудничества институтов ЦНИИЭП жилища (СССР) и

В У ПС (ЧССР).

Глава 1
УСИЛИЯ в СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЯХ
1.1.	ТРЕБОВАНИЯ К ПРОЧНОСТИ

И ЖЕСТКОСТИ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИИ
Стыковые соединения панелей являются наиболее ответствен¬

ными элементами несущей системы панельного здания. Благодаря

стыковым соединениям панельное здание представляет собой весь¬

ма жесткую и прочную пространственную систему, способную ус¬

пешно противостоять значительным ветровым и сейсмическим на¬

грузкам, неравномерным деформациям основания, климатическим

температурно-влажностным воздействиям, а также аварийным воз¬

действиям, возникающим, например, при пожаре, взрыве бытово¬

го газа и т. п. Накопленный опыт строительства панельных зданий

различной этажности в сложных инженерно-геологических усло¬

виях (в сейсмических районах, на просадочных, многолетнемерзлых

грунтах, подрабатываемых территориях) показал, что по условиям

прочности практически нет ограничений для панельного домо¬

строения. Вместе -с тем надежность конструкций в значительной

степени зависит от принятых конструктивных решений стыковых

соединений.
Как элемент несущей системы здания стыковые соединения

должны удовлетворять требованиям расчета по двум группам пре¬

дельных состояний: по несущей способности и по непригодности '

к нормальной эксплуатации (чрезмерные перемещения, взаимные

сдвиги, раскрытие трещин и т. п.). •
Для стыкового соединения предельным состоянием первой груп¬

пы является разрушение стыка или примыкающих к нему участков

панелей. Разрушение стыка может происходить не только в ре¬

зультате силовых воздействий, но и вследствие наблагоприятного

влияния внешней среды, например, из-за коррозии арматурных

связей, старения материала наружных конструкций; возникаю¬

щего при переменном, замерзании и оттаивании. Расчетом по пер¬

вой группе предельных состояний должны быть учтены невыгод¬

ные возможные величины и сочетания нагрузок, изменчивость ха¬

рактеристик материалов, неблагоприятные условия эксплуатации

конструкций.
Предельным состоянием второй группы для стыкового соедине¬

ния является превышение допустимых по условиям нормальной

эксплуатации взаимных смещений панелей вдоль стыков и раскры¬

тий в них трещин. Согласно требованиям «Инструкции по проек¬

тированию конструкций панельных жилых зданий. ВСН 32-77/Гос-

гражданстрой» [1], раскрытие трещин, пересекающих рабочую ар¬

матуру, исходя из условия защиты ее от коррозии, не должно пре¬

вышать: при длительном раскрытии 0,3 мм, при кратковременном

раскрытии 0,4 мм. Раскрытие трещин в бетоне замоноличивания
4

арматурных связей, имеющих антикоррозионное покрытие, не

должно превышать 1 мм. Взаимные сдвиги панелей не должны пре¬

вышать: при длительном сдвиге 0,6 мм, при кратковременном сдви¬

ге 0,8 мм. Длительное раскрытие трещин (взаимный сдвиг пане¬

лей) определяют от суммы постоянных и длительных нагрузок,

кратковременное раскрытие трещин (сдвиг) — от суммы постоян¬

ных, длительных и кратковременных нагрузок. Раскрытие трещин,

не пересекающих арматурные связи панелей, ограничено условия¬

ми обеспечения необходимой звукоизоляции (для стыков внут¬

ренних конструкций) или тепло- и водоизоляции (для стыков на¬

ружных конструкций).
Не допускается длительное раскрытие сквозных трещин.
Податливость стыковых соединений приводит к уменьшению

общей жесткости здания, а следовательно, к увеличению попереч¬

ных прогибов здания от горизонтальных нагрузок и увеличению

ускорений вынужденных колебаний, возникающих вследствие пуль¬

саций скоростного напора ветра.
Согласно нормам проектирования панельных зданий, предель¬

ная величина поперечного прогиба при расчете конструкций по

недеформированной схеме не должна превышать 1/1000 высоты

здания, а ускорения колебаний — 0,1 м/с2. При повышенной этаж¬

ности (16 этажей и более), чтобы не превысить допустимых проги¬

бов и ускорений колебаний, в ряде случаев необходимо увеличи¬

вать жесткость здания. Один из путей повышения жесткости —

уменьшение податливости стыковых соединений.
Применение жестких стыковых соединений позволяет благода¬

ря более полному использованию совместной работы несущих кон¬

струкций уменьшить напряжения в них, возникающие от верти¬

кальных и горизонтальных нагрузок. Однако при неравномерных

деформациях основания, климатических температурных воздей¬

ствиях, усадке бетона панелей чрезмерная жесткость стыковых

соединений оказывается неблагоприятным фактором. Применение

податливых стыковых соединений при перечисленных воздейст¬

виях приводит, наоборот, к уменьшению усилий в несущей систе¬

ме и к концентрации деформаций в стыках. Тем самым осуществ¬

ляется защита панелей от возникновения в них трещин из-за не¬

благоприятного влияния вынужденных деформаций.
Помимо силовых функций, стык, как правило, выполняет не

менее важные изоляционные и компенсационные функции, учет

которых существенно влияет на общую компоновку стыка. Прини¬

маемые конструктивные решения должны обеспечивать надежное

выполнение всех функций стыка и быть технологичными в изго¬

товлении.
Местоположение стыкового соединения в несущей системе су¬

щественно влияет на предъявляемые к нему требования.
Основное назначение вертикальных стыковых соединений —

восприятие сдвигающих усилий, возникающих при взаимных

смещениях вдоль стыка сопрягаемых панелей. В вертикальных
5

стыковых соединениях могут возникать усилия растяжения или

сжатия, вызываемые главным образом неравномерными деформа¬

циями основания и климатическими температурно-влажностными

воздействиями. Растягивающие усилия в вертикальных стыках

могут быть обусловлены также силами распора, возникающими при

сдвиге шпоночных стыковых соединений.
Основное назначение горизонтальных стыковых соединений —

передача сжимающих усилий нижерасположенным конструкциям.

При изгибе стены в собственной плоскости в горизонтальных сты¬

ковых соединениях возникают также сдвигающие усилия.
Совместную работу стеновых панелей при сдвиге вдоль гори¬

зонтальных стыков обычно обеспечивают силы трения, исключе¬

ние составляют лишь сейсмические нагрузки, при которых необ¬

ходимо применять специальные конструктивные меры для восприя¬

тия сдвигающих сил.
Таким образом, конструктивное решение вертикального стыко¬

вого соединения определяется в основном условиями его работы

на сдвиг, а горизонтального — на сжатие.
1.2.	РАСЧЕТНЫЕ СХЕМЫ
Наиболее совершенной расчетной схемой бескаркасного па¬

нельного здания является пространственная система пластинок,

соединенных между собой в общем случае податливыми связями.

Пластинки, соответствующие отдельным панелям рассчитывае¬

мого здания, находятся в сложном напряженном состоянии, обус¬

ловленном продольными деформациями в собственной плоскости и

изгибом пластинок из плоскости. Для упрощения расчета обычно

используется допущение, что усилия, действующие в плоскости

панелей стен и перекрытий и вызывающие их изгиб из плоскости,

могут быть найдены независимо. При введении такого допущения

действующие в плоскости стен и перекрытий усилия определяются

в предположении, что панели находятся в плоском напряженном

состоянии и не изгибаются из плоскости, а усилия, вызывающие

изгиб конструкций из плоскости, определяются в предположении,

что панели недеформируемы в собственной плоскости, но имеют ко¬

нечную жесткость при изгибе из плоскости.
Усилия, обусловливающие плоское напряженное состояние па¬

нелей, могут быть найдены с использованием различных расчетных

схем. Наибольшее применение в практике проектирования полу¬

чила расчетная схема в виде вертикальной составной стержневой

системы (рис. 1.1). При использовании такой расчетной схемы не¬

сущие стены расчленяются на вертикальные полосы, границами

полос являются вертикальные стыки панелей и проемы в стенах.
Каждая полоса рассматривается как жестко или упруго за¬

щемленный в основании стержень с двумя или тремя жесткостны-

ми характеристиками: продольной жесткостью EF, жесткостью

при изгибе в плоскости полосы EI и жесткостью при сдвиге GF.
6

Последняя жесткостная характеристика может приниматься бес¬

конечно большой, если, для всех полос отношение их высоты к дли¬

не в плане более пяти. Жесткость полос при изгибе из плоскости

и при кручении обычно считается нулевой.
Для учета податливости горизонтальных стыковых соединений

панелей жесткостные характеристики полос вычисляются с исполь¬

зованием приведенного значения модуля деформации полос £, оп¬

ределяемого по формуле
•	Е=—г^0 '>	(1-1)
1	эт
Где £0—начальный модуль упругости материала полосы; Х.с — коэффициент

податливости при сжатии горизонтального стыка панелей; Лат—высота этажа.
Рис. 1.1. Расчетная
схема в виде вер¬

тикальной состав¬

ной стержневой си¬

стемы
Полосы, образующие несущие элементы вертикальной состав¬

ной стержневой системы, считаются соединенными между собой не¬

прерывными связями, которые эквивалентны по жесткости дискрет¬

но расположенным действительным связям между полосами в виде

вертикальных стыковых соединений панелей, перемычек над прое¬

мами и перекрытий. Как показали многочисленные исследования

15], замена дискретных связей непрерывными практически не влия¬

ет на величины перемещений и усилий в наиболее напряженных

сечениях при условии, что система регулярна по высоте и число

уровней расположения дискретных связей не менее четырех.
Таким образом, для расчета зданий высотой четыре и более эта¬

жа может быть использована расчетная схема, в которой дискрет¬

ные связи заменяются непрерывными.
7

Различают продольные и поперечные связи. Продольными на¬

зываются связи, препятствующие взаимным смещениям полос

вдоль их оси (в продольном направлении), поперечными — связи,

препятствующие взаимным смещениям полос в плане (в попереч¬

ном направлении).
В зависимости от жесткости связей на сдвиг и высоты рассчи¬

тываемой составной системы продольные связи могут приниматься

при расчете абсолютно жесткими, податливыми или шарнирными

(нулевой жесткости). Абсолютно жесткими продольными связями

обычно можно считать железобетонные многошпоночные соедине¬

ния стен, образуемые замоноличиванием бетонной смесью полости

между вертикальными торцами панелей при наличии распределен¬

ных по высоте этажа арматурных связей. При абсолютно жесткой

продольной связи взаимный сдвиг соединяемых полос считается

равным нулю. В этом случае полосы образуют несущий элемент

непрямоугольной формы в плане (например, тавровой, угловой,

крестообразной). Несущие элементы непрямоугольной формы рас¬

сматриваются как тонкостенные стержни. Податливые продольные

связи имеют конечную жесткость при сдвиге. Податливыми обыч¬

но следует считать связи в виде перемычек над проемами и связи

сдвига, расположенные в уровне перекрытий, при отсутствии дру¬

гих связей по высоте этажа.
Бетонные многошпоночные соединения, не имеющие распре¬

деленных по высоте этажа арматурных связей, в зависимости от

конкретного конструктивного решения стыкового соединения и

этажности могут рассматриваться как абсолютно жесткие или по¬

датливые.
Для приближенной количественной оценки жесткости про¬

дольных связей можно использовать безразмерный параметр jx,

определяемый по формуле
где Х,Сд — коэффициент податливости при сдвиге связей между полосами,' рас¬

положенными в пределах высоты этажа; EFb EF2 — продольная жесткость

полос, соединенных продольной связью; L — расстояние между геометри¬

ческими центрами полос; 2£7 — сумма изгибных жесткостей полос при из¬

гибе в плоскости расчетного направления горизонтальной нагрузки на зда¬

ние.
При расчете на вертикальные нагрузки последнее слагаемое

в скобках формулы (1.2) принимается равным нулю.
Продольную связь между полосами при |л >► 12!п (п — коли¬

чество этажей) можно считать абсолютно’жесткой, а при \i<.2!п —

нулевой жесткости (шарнирной).
Поперечные связи при расчете составных стержневых систем

обычно считают абсолютно жесткими, что соответствует допущению
о	недеформируемости перекрытий в собственной плоскости. Вве¬

дение такого допущения вполне оправданно для зданий компактной
(1.2)
8

формы в плане при расчете на все виды нагрузок, а также для про¬

тяженных в плане — при расчете на вертикальные и горизонталь¬

ные нагрузки, действующие вдоль длины здания. При расчете про¬

тяженных в плане зданий на горизонтальные нагрузки, действую¬

щие вдоль коротких сторон плана здания, может появиться необ¬

ходимость учета деформации перекрытий в собственной плоскости.

В этом случае чаще всего используют расчетную схему в виде

перекрестной системы (рис. 1.2) вертикальных и горизонтальных

несущих элементов.
Рис. 1.2. Расчетная схема в виде пе¬

рекрестной системы
Рис. 1.3. Расчетная схема в виде про¬

странственной системы пластинок
Вертикальные несущие элементы перекрестной системы рассчи¬

тывают предварительно на единичные нагрузки или смещения,

приложенные в точках сопряжения вертикальных и горизонтальных

несущих элементов. При этом используют расчетные схемы в ви¬

де плоской составной стержневой системы, многоэтажной рамы

с абсолютно жесткими вставками в узлах и др.
Внешняя горизонтальная (ветровая, сейсмическая) нагрузка

прикладывается к горизонтальным несущим элементам, которые

рассматривают как пластинки или плоские балочные элементы,

имеющие конечную жесткость при изгибе и сдвиге в собственной

плоскости.
Несущие элементы перекрестной системы обычно считают жест¬

кими только в собственной плоскости, а из плоскости — абсолют¬

но гибкими.
При расчете обеспечивается только равенство горизонтальных

(поперечных) перемещений несущих элементов в местах их пересе¬

чения.
Такое допущение вполне оправданно для зданий с поперечными

несущими стенами и ненесущими наружными. При несущих по¬
9

перечных и продольных стенах (в том числе несущих наружных)

использование расчетной схемы в виде перекрестной системы мо¬

жет приводить к существенному занижению пространственной

жесткости здания. Для расчета таких зданий в случаях, когда не¬

обходимо учесть деформативность перекрытий в собственной плос¬

кости, необходимо использовать более сложные пространствен¬

ные расчетные схемы, например в виде многоячеистой пространст¬

венной системы пластинок (рис. 1.3). Каждая из пластинок такой

расчетной схемы может соответствовать одной панели здания. Для
расчета отдельных пластинок

наиболее удобно использо¬

вать метод конечных элемен¬

тов.
Расчетная схема в виде

пространственной системы

пластинок является наибо¬

лее совершенной и универ¬

сальной. Однако в проект¬

ной практике такая схема

используется ограниченно,

так как расчет на ее осно¬

ве,^ как правило, требует

•значительно больших затрат

машинного времени, а имею¬

щиеся в проектных органи¬

зациях ЭВМ часто не позволяют рассчитать здание в целом из-

за чрезмерного количества неизвестных.
Кроме описанных расчетных схем имеется много других, ис¬

пользуемых для решения тех или иных частных задач определения

усилий, действующих в плоскости стен и перекрытий. Более под¬

робная характеристика расчетных схем приведена в работах [2—4],

Для определения усилий, вызывающих изгиб панелей из плос¬

кости, наиболее употребимы две расчетные схемы (рис. 1.4).
В первой из них предполагается, что панели по периметру сое¬

динены цилиндрическими шарнирами, что позволяет рассчитывать

каждую из них независимо от других. Шарнирная расчетная схема

наиболее проста, но использование ее, как правило, приводит к не¬

которому завышению усилий и поперечных перемещений в сече¬

ниях, удаленных от опор. При расчете на вынужденные дефор¬

мации (например, из-за перепада температуры по толщине

наружных стен), шарнирная расчетная схема не позволяет досто¬

верно оценить усилия в конструкциях.
Во второй расчетной схеме учтено наличие угловых связей, пре¬

пятствующих взаимному повороту панелей в опорных сечениях.

Такую расчетную схему используют чаще всего для определения

эксцентриситетов продольных сил в стенах, в их горизонтальных

стыках с перекрытиями. В связи с тем что расчет системы пласти¬

нок, соединенных угловыми связями конечной жесткости, весьма
б)
Рис. 1.4. Расчетные схемы для определе¬

ния усилий, вызывающих изгиб панелей

из плоскости
а — с шарнирными узлами; б —с узлами ко¬

нечной жесткости при повороте
10

сложен, часто применяют упрощенную расчетную схему в виде

многоэтажной рамы с податливыми узлами. Для регулярной по

высоте системы такая расчетная схема позволяет получить простые

расчетные формулы.
1.3.	СХЕМЫ ПРИЛОЖЕНИЯ НАГРУЗОК.
ЭКСЦЕНТРИСИТЕТЫ ПРОДОЛЬНЫХ СИЛ
При определении усилий в конструкциях здания необходимо

идеализировать не только негсущую систему, но и схему приложе¬

ния внешних нагрузок и воздействий.
Вертикальные нагрузки на перекрытия панельных зданий обыч¬

но принимаются равномерно распределенными по площади панелей.

При этом нагрузки на перекрытия от перегородок и несущих па¬

нелей наружных стен заменяют эквивалентными распределенными

из условия равенства максимальных изгибающих моментов от этих

нагрузок. Эквивалентные нагрузки вычисляют исходя из следую¬

щих схем. Нагрузка от веса панельных наружных несущих стен

и жестких перегородок (например, панельных железобетонных,

гипсобетонных) принимается сосредоточенной по концам стен или

перегородок, а при наличии дверных проемов — и у краев проемов.

Для прочих перегородок (например, кирпичных, из мелких бло¬

ков и т. п.) нагрузка от 60% веса принимается распределенной по

длине перегородки (или на участках между проемами), а от 40% —

сосредоточенной по концам перегородки и у краев проемов.
Местные нагрузки от перегородок, при условии качественного

заполнения раствором шпоночных стыков между панелями пере¬

крытий, допускается перераспределять между панелями одной

конструктивной ячейки; при этом если перегородка расположена

в пределах одной панели, то на нее передается 50% веса перегород¬

ки, а по 25% на смежные панели; если же перегородка опирается

на обе соседние панели, то вес перегородки распределяется поровну

между ними.
Нагрузки от перекрытий, непосредственно опертых на рассчи¬

тываемую стеновую панель, прикладываются в центрах опорных

площадок (по номинальным размерам), но не далее 0,5 /inep от

края стены (/гпер — толщина перекрытия). При определении нагру¬

зок от опертых по контуру перекрытий грузовые площади допус¬

кается принимать равными: для стен вдоль коротких сторон пере¬

крытий о)х = 0,25/?; для стен вдоль длинных сторон перекрытий

©2 = 0,5/^2 = (1 — 0,5/х//2), где h и 12 — соответственно корот¬

кий и длинный пролеты перекрытий. Для перекрытий, опертых

на стену по двум длинным сторонам и одной короткой, грузовые

площади принимаются равными: Для стены вдоль опертой корот¬

кой стороны cdj как для плиты, опертой по контуру; вдоль

длинных сторон со2 = 0,5^2 (1 — 0,25/i//2). Для перекрытий,

опертых на стену по двум коротким и одной длинной стороне,
П

грузовые площади приближенно можно определять по формулам:

для стены вдоль длинной опертой стороны = 0,25/^2; для стен

вдоль коротких сторон плиты со2 = 0,3751г12. Для квадратной пли¬

ты, опертой по трем сторонам, приведенные выше расчетные фор¬

мулы дают одинаковый результат.
Нагрузки' на стены от опертых по контуру перекрытий распре¬

делены неравномерно по длине каждой из стен. Наибольшая по ве¬

личине нагрузка — в средней части длины стены, к краям стены на¬

грузка уменьшается до нуля. В углах, опертых по контуру плит,

действуют сосредоточенные силы,’ направленные вверх.
Указанный характер распределения опорных реакций опер¬

той по контуру плиты перекрытия соответствует идеализированной

схеме опирания на абсолютно жесткие опоры. Фактически же на¬

грузка от перекрытий передается через податливый растворный шов,

что приводит к выравниванию опорных реакций, поэтому в прак¬

тических расчетах обычно предполагается, что нагрузка от пере¬

крытий на стены равномерно распределена вдоль каждой из стен.
Сжимающая нагрузка на стену от веса балконной плиты при¬

кладывается в центре его опорной площадки. Изгибающий момент

от балконной плиты в зависимости от конструктивного решения

крепления балкона передается на панель перекрытия или на сте¬

новую панель.
Нагрузка от собственного веса однослойных стеновых панелей

считается приложенной в центре тяжести панели. Принимается,

что нагрузка от веса стеновой панели, непосредственно опирающей¬

ся на рассчитываемую панель, приложена в геометрическом центре

опорной площадки, а нагрузка от веса остальных конструкций

вышерасположенных этажей — с эксцентриситетом относительно

геометрического центра сечения панели.
Согласно «Инструкции по проектированию конструкций панель¬

ных жилых зданий. ВСН 32-77/Госгражданстрой» [1], эксцентри¬

ситет продольной силы е0 определяется как сумма конструктивно¬

го и случайного эксцентриситетов. Конструктивный эксцентриситет

обусловлен принятой схемой стыковых соединений панелей, а так¬

же возможным несовпадением геометрического и физических цент¬

ров поперечного сечения стеновой панели (из-за неоднородности

материала панели по ее толщине). Случайный эксцентриситет учи¬

тывает возможные отклонения от проектных геометрических раз¬

меров панелей, взаимных смещений конструкций при монтаже, не¬

равномерность заполнения стыков раствором и другие случайные

погрешности, неизбежно возникающие при возведении здания.
При расчете можно использовать два способа определения кон¬

структивного и случайного эксцентриситетов. Первый из них ос¬

нован на расчетной схеме стены с шарнирным соединением панелей

в горизонтальных стыках, во втором учитывается конечная жест¬

кость при повороте горизонтальных стыков панелей.
Бытует мнение, что расчет первым способом дает более осторож¬

ные результаты, поэтому его можно использовать без каких-либо
12

ограничений. Однако это утверждение справедливо только для

стыков, сжатых вертикальной нагрузкой по всей их площади. Ес¬

ли же нагрузка в горизонтальном стыке передается только на части

площади стыка, то использование шарнирной расчетной схемы

преуменьшает эксцентриситет продольной силы относительно цент¬

ра опорной площадки, а следовательно, необоснованно завышает

несущую способность опорного сечения. В действительности же

из-за начального конструктивного эксцентриситета панели взаим¬

но поворачиваются, что приводит при конечной жесткости раствор¬

ного шва к смещению равнодействующей продольной силы относи¬

тельно центра опорной площадки. При этом эксцентриситет рав¬

нодействующей продольной силы относительно геометрического

центра панели может даже изменить знак на противоположный.

Поэтому при использовании шарнирной расчетной схемы необхо¬

димо проявлять осторожность.
Когда используется допущение о шарнирном соединении пане¬

лей (первый расчетный способ), конструктивный эксцентриситет

продольной силы от веса опирающихся на рассчитываемую стено¬

вую панель конструкций и временной вертикальной нагрузки на

них определяют из условия, что равнодействующая продольной си¬

лы проходит через геометрический центр горизонтальных раствор¬

ных швов. Расчетная величина случайного эксцентриситета ес0л

принимается не менее 1 см и не менее г/30 толщины стены.
Когда учитывается конечная жесткость при повороте горизон¬

тальных растворных швов стыковых соединений панелей (второй

расчетный случай), для определения эксцентриситетов продоль¬

ных сил используют расчетную схему в виде рамы с податливыми

узлами (см. рис. 1.4, б). В исходной системе внешние продольные

силы прикладываются в центрах жесткости опорных площадок.

Начальный конструктивный эксцентриситет, обусловленный при¬

нятой схемой сопряжения панелей в узлах и несовпадением физи¬

ческого и геометрического центров сечения, приводит к местному

изгибу панелей в пределах высоты этажа, который сопровождает¬

ся взаимным поворотом опорных сечений панелей. Вследствие ко¬

нечной жесткости при повороте горизонтальных растворных швов

в узлах возникают реактивные изгибающие моменты, которые про¬

тиводействуют свободному повороту опорных сечений панелей. В

результате в средних по высоте этажа сечениях стены эксцентри¬

ситет продольной силы уменьшается. В опорных же сечениях рав¬

нодействующая продольной силы приводит к внецентренному при¬

ложению нагрузки к опорной площадке вместо начального цент¬

рального.
Влияние частичного защемления стеновых панелей в горизон¬

тальных стыках исследовано в работах [2, 4, б, 7J. Для правильной

оценки влияния частичного защемления панелей в горизонтальных

стыках необходимо учесть изменение расчетной схемы здания

в процессе его возведения. С этой целью рассчитывают последова¬

тельный ряд схем, которые соответствуют этапам монтажа и загру.
13

жения конструкций (рис. 1.5), и затем суммируют полученные эпю¬

ры изгибающих моментов в панелях.
На каждой стадии монтажа расчетная схема может быть при¬

нята в виде плоской многоэтажной однопролетной рамы, стойками

которой служат несущие слои стеновых панелей, а ригелями —

перекрытия. Для определения размеров сечения элементов рамы

и величин действующих на нее нагрузок в здании выделяют вер¬

тикальную полосу.
Рис. 1.5. Расчетные схе¬

мы, учитывающие ста¬

дийность возведения зда¬

ния (.1, 2	 к, ..., (п +
+ 1)—стадии монтажа

и загружения]
К
уУп+1
L Ж
(п-1)
уЧп-г
(п-2)
\р*
S=
/
п
mmuuni
ш
/4l-i
шжйшш
Этапы 1
мп.
777777
■Е
1
да?
(И)
/
9,
ШНШНШ
К
лп_
■ж
Ч!
п
n+f
Узлы сопряжения панелей перекрытий с наружной стеной рас-

сматривают как упругоподатливые. Опирание панелей перекрытий

на внутреннюю стену, параллельную рассчитываемой наружной,

принимают шарнирным, что идет в запас прочности.
Податливость одних и тех же швов в расчетных схемах, соответ¬

ствующих последовательным этапам монтажа, принимают различ¬

ной, так как по мере роста прочности раствора в период монтажа

дома деформативные свойства швов могут существенно изме¬

няться.
При назначении размеров расчетных схем рам учитывают на¬

чальные несовершенства системы, являющиеся следствием неточ¬

ности изготовления и монтажа и выражающиеся, например, во

взаимном поперечном смещении вертикальных осей стеновых па¬

нелей соседних этажей, в изменении глубины заведения перекры¬

тия за внутреннюю поверхность наружной стены по сравнению с

проектной и т. п.
При расчете рамы будем учитывать только деформации от из¬

гиба стоек и ригелей, в том числе возникающие за счет конечной
14

а)
-к:
т
жесткости стыковых соединений

при повороте. Продольные де¬

формации элементов рамы будем

считать прейебрежимо малыми.
Связи, препятствующие взаимно¬

му смещению панелей стен и пе¬

рекрытий в горизонтальном на¬

правлении, принимаем абсолютно

жесткими.
При таких допущениях расчет-

ная схема имеет вид, показанный ^ ™

на рис. 1.6 (связи, препятствую- <■

щие взаимному смещению панелей

наружной стены^и^перекрытий по

горизонтали, на рисунке условно

не показаны).	v
Для расчета используем метод эН

перемещений. В качестве основ-

ной примем систему, в которой

опорные сечения ригелей закреп¬

лены от поворота, а в качестве не¬

известных — углы поворота опор¬

ных сечений ригелей Z.
Приравняв нулю изгибающие

моменты в опорных закрепле¬

ниях, получим следующую систему трехчленных алгебраических

уравнений для определения углов поворота опор Z:
Zi ^2+=0;
■пер
пер
Рис. 1.6. Расчетная схема (а) и ос¬

новная система (б) для расчета

несущей стены с учетом конечной

жесткости стыковых соединений

панелей при 'повороте
ri, i—\Zi—\Jrrii Z'iJrr i,	Pi
rk, h-lZh—X~\~l'hkZh-\’Rk = Q>
(1.3)
где гц
3 В
пер
+
4 EtIt
(i<fe) ^nep HiDi
(1 + 3v2j—i) +
I i+i

Hi+1 ^i+1

Ij+1
м	r\
(t<k)	Hi+lVi+i
(1-1-3v2/.j-2);
rkk =
3#nep i
	 H- 7ГТГ (-1 +3v2ft-i);
I
nep
HhDh
Ri==n

(i<k) Di
[е^ (Di — 1 — 4vai_x)— 2e°2i_ x v2i-t]
8
Ph
Ph — Ie2* l"~4vab_x)—v2fc__ J Pk e2k— Г»

Di = 1 -1-4 (Vaf—i-hv2j)_h 12v2i Va*—i;
(1.4)
(1.5)
15

111 1 21 — 1 “il2i
Pi — внешняя продольная сила, приложенная к стеновой панели

i-ro этажа;
#2/	1 с2i — начальные эксцентриситеты приложения силы Р* соответствен¬

но в нижнем и верхнем сечениях i-ro стержня в основной систе¬

ме (при нулевой жесткости угловых связей);
Eili — изгибная жесткость несущего слоя стеновой панели /-го этажа

при изгибе его из плоскости стены;
Hi — высота панели t-ro этажа;
Щс—-1*^21—моменты инерции соответственно нижней и верхней площадок,

по которым осуществляется контакт панели /-го этажа с перекры*

тиями (момент инерции определяется относительно центральной

оси, перпендикулярной плоскости изгиба стены);
^2г-1« ^-21 —коэффициенты податливости при сжатии горизонтальных раствор¬

ных швов, расположенных соответственно под стеновой па¬

нелью г'-го этажа и над ней;
Япер — изгибная жесткость перекрытия, опирающегося на рассчиты¬

ваемую стену;
^пер — пролет перекрытия в направлении, перпендикулярном плоско¬

сти стены;
qi — временная погонная нагрузка на перекрытие i-ro этажа;

к — количество смонтированных этажей (1 < k < п);

п — общее количество этажей, включая цокольный.
Для определения усилий в стене необходимо последовательно

решить системы уравнений (1.3) для /г = 1, 2, /г, п + 1. На

этапах k < п определяются усилия от веса конструкций очередно¬

го монтируемого (k -f 1)-го этажа, на этапе k = п — от веса кон¬

струкций кровли, на этапе k = п + 1 — от временной нагрузки

на перекрытия (см. рис. 1.5).
На каждом этапе усилия в верхней смонтированной стеновой

панели от веса наружного слоя, утеплителя и перекрытия, опираю¬

щегося на данную панель, находят по статически определимой шар¬

нирной схеме без учета жесткости угловых связей.
Усилия в каждой панели, определенные на всех этапах, сум¬

мируют.
Уравнения (1.3) по своей структуре аналогичны уравнениям

трех моментов для неразрезной балки, что позволяет использовать

различные известные приемы решения алгебраических уравнений

трехчленной структуры, в частности метод прогонки, при котором,

решая последовательно уравнения системы, можно выражать все

неизвестные через одно из них, например Zv Затем все неизвестные

определяют обратной прогонкой. Этот математический прием соот¬

ветствует методу расчета неразрезных балок с помощью фокусных

соотношений.
В панельных жилых зданиях все этажи обычно одинаковой

высоты, а стены постоянной толщины. Если при этом стеновые

панели имеют одинаковую марку бетона по прочности, то в урав¬

нениях (1.3) при i > 1 можно принять v2*_i = v2* = v; ezi^x —

= еи = e; Hi = H. Тогда все уравнения, кроме первого и послед¬

него, имеют одинаковые коэффициенты при неизвестных. В слу¬

чае загружения продольной силой в верхнем уровне свободный

член Rt = 0. Произвольное t-тое уравнение (i =f-- 1 Ф k) предста¬

вим в следующем виде:
Zi_1 + 2a2i + 2m==0,	(1.7)
где
а~2~\- 6v-J- 0,755ЛеР НD/(EIq^ /пер)•	О • ®)
Выражение (1.7) можно рассматривать как однородное раз¬

ностное уравнение второго порядка.
Общее решение уравнения (1.7)
Zi=C1r-i-\-C«r+lt	(1.9)
где Сх и С2 — коэффициенты, определяемые с использованием пер¬

вого и последнего уравнений системы (1.3).
Анализ результатов решений разностного уравнения (1.7) по¬

казал, что для реального диапазона изменения расчетных парамет¬

ров системы наличие углов поворота опор Z* несущественно влияет

на величины эксцентриситетов в стенах от вертикальных нагрузок.

Поэтому в практических расчетах можно считать, что приложение

вертикальной нагрузки от веса очередного монтируемого этажа не

вызывает поворота опорных сечений перекрытий. С учетом такого

допущения эксцентриситет продольной силы относительно центра

опорного сечения еоп можно определить по формуле
*оп=Г+27’	(1Л0)
где е° — начальный эксцентриситет продольной силы относительно геомет¬

рической оси стеновой панели.
Появление эксцентриситета еоп в стыке приводит к соответст¬

вующему уменьшению эксцентриситета ест продольной силы сте¬

новой панели (ест = е — еоп).
Начальный] конструктивный эксцентриситет е\ принимают

равным расстоянию между центром жесткости опорной площад¬

ки и геометрическим центром стеновой панели. Для стеновых

панелей, изготавливаемых в горизонтальном положении, следует

учитывать увеличение начального конструктивного эксцентриситета

из-за возможного несовпадения геометрического и физического

центров поперечного сечения, обусловленного неоднородностью

материала панели по толщине. Согласно инструкции II] смещение

физического центра сечения 6фИЗ относительно геометрического

центра панелей из бетонов на пористых заполнителях и ячеистых

бетонов принимается равным 0,04/t (h — толщина панели). Для па¬

нелей из тяжелого бетона допускается принимать бфиз = 0. Если

схема опирания перекрытий на стеновые панели такова, что кон¬

структивный эксцентриситет всегда смещен в сторону грани сте¬

новой панели, которая была при бетонировании внизу (например,

Для наружных стен, бетонируемых фасадной поверхностью вверх),

То смещение бфИЗ можно не учитывать.
17

Кроме конструктивного эксцентриситета необходимо учиты¬

вать также наличие случайного эксцентриситета еся, обуслов¬

ленного неточностью ’ монтажа, начальными выгибами панелей,

неравномерностью заполнения растворных швов и тому подобными

причинами, носящими случайный .характер. Случайный эксцентри¬

ситет с учетом частичного защемления стеновых панелей в опор¬

ных сечениях по предположению автора настоящего раздела, ре¬

комендуется определять по формуле
бСт — возможное взаимное смещение стеновых панелей; 6пер — возможное

смещение опорных площадок перекрытий относительно проектного положе¬

ния; /пер — средняя погонная жесткость перекрытий, защемленных стено¬

выми панелями в платформенном стыке; Кф — коэффициент жесткости при
повороте горизонтального стыка, определяемый для платформенного стыка

с одно- или двусторонним опиранием перекрытий по формуле
/Ст — погонная изгибная жесткость стеновой панели (/сх = EI/H).
В формуле (1.11) случайные эксцентриситеты ест и <?Пер суммируются

квадратично, так как являются случайными величинами.
Согласно Инструкции [1] рекомендуется принимать следующие

расчетные величины начальных возможных смещений.
При монтаже с применением специальных фиксаторов, ограни¬

чивающих взаимное смещение стеновых панелей по их толщине,

а также при контактном опирании панелей, когда хотя бы одна

вертикальная грань стеновой панели нижнего этажа видна при

установке на нее панели следующего этажа, 6СТ = 1 см, в осталь¬

ных случаях бст = 2 см.
При платформенном опирании перекрытий 6пер = 2 см, при

комбинированных стыках с одно- и двусторонним опиранием пе¬

рекрытий 6пер = 1 см (при контактных и монолитных стыках
бдер = 0).
При вычислении эксцентриситетов ест и епер по формулам (1.12)

и (1.13) геометрические и жесткостные характеристики панелей

и их горизонтальных стыков вычисляют по номинальным (проект¬

ным) размерам.
Возможное неблагоприятное отклонение характеристик от оп¬

ределенных по номинальным размерам компенсировано некоторым

увеличением расчетных смещений 6пер и 8СХ.
Дополнительные эксцентриситеты в опорных сечениях стен вы¬

зывают временные нагрузки на перекрытия. Изгибающий момент
где
(1.12)
(1.11)
гпер — 0, 5бцер/(14" ^С<р/ *ст)»
(1.13)
(1.14>
18

в опорном сечении стеновой панели от временной нагрузки на пере¬

крытие <7Вр.пер можно определить по формуле
<7вр.пер (^пер ^пер ^пер ^пер) ^ф	jg,
Моп.пер=Т	12Кф+31пер(3+АГф/<ст)
где соf п; <о" п — грузовые площади временной нагрузки на перекрытия,

пер пер	^ #/
которые опираются на стену соответственно слева и справа, *пер, /пер

расчетные пролеты перекрытий, опертых соответственно слева и справа.
Для наружных стен необходимо учитывать также эксцентри¬

ситеты, вызываемые действием поперечной (например ветровой)

нагрузки на стену и перепадом температуры по толщине стены1.
Расчетная величина эксцентриситета продольной силы в опор¬

ном сечении стены равна частному от деления суммы изгибающих

моментов, возникающих в опорном сечении от всех нагрузок и воз¬

действий, на величину продольной силы в рассчитываемом сече¬

нии. Расчетная величина эксцентриситета согласно Инструкции

[1] принимается не менее 1 см и не менее V30 толщины стены.
1.4.	УСИЛИЯ ОТ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗОК

И НЕОДИНАКОВОЙ УСАДКИ СОПРЯГАЕМЫХ СТЕН
Вертикальные нагрузки панельных жилых зданий складыва¬

ются из постоянных (от собственного веса конструкций) и времен¬

ных (от веса людей, мебели, оборудования технических этажей,

машинных отделений лифтов и т. п., а также от веса снега на кров¬

ле). Постоянные нагрузки прикладываются по мере возведения

здания, временные эксплуатационные нагрузки — после оконча¬

ния возведения здания. Для стадии возведения в необходимых

случаях учитываются временные монтажные нагрузки.
Неодинаковая загрузка и деформативность различных участ¬

ков стен приводит к взаимным сдвигам стен вдоль вертикальных

стыков. Этим сдвигам противодействуют вертикальные стыковые

соединения панелей. В результате-вертикальные нагрузки частич¬

но перераспределяются между стенами, а в стыках возникают сдви¬

гающие усилия. Перераспределение вертикальных нагрузок по

длине стены постоянного сечения, выполненной из одного материа¬

ла, обычно невелико и им чаще всего можно пренебречь при расче¬

те. Если сопрягаемые стены выполнены из разных материалов, от¬

личаются по толщине, имеют неодинаковые горизонтальные сты¬

ки, то возможно значительное перераспределение вертикальных

нагрузок.
Величина перераспределяющейся между стенами нагрузки за¬

висит от жесткостных характеристик сопрягаемых стен, в том числе

стыковых соединений панелей и нагрузок на них, а также в значи-
хДля определения усилий в стенах от этих нагрузок можно использо¬

вать формулы, приведенные в Инструкции [1].
19

тельной степени от скорости монтажа. Существенное влияние ока¬

зывает на перераспределение усилий развитие деформаций ползу¬

чести и усадки бетона панелей и их стыковых соединений. Одно¬

временно учесть влияние всех перечисленных факторов весьма

сложно, расчет может быть выполнен лишь по специальным про¬

граммам на ЭВМ [8]. Для практических расчетов при проектиро¬

вании можно использовать упрощенный подход; основанный на

рассмотрении двух крайних случаев поведения рассчитываемой

системы во времени: очень быстрый и очень медленный монтаж.
В первом случае можно считать, что за время монтажа здания

не успевают проявиться деформации ползучести. Тогда перерас¬

пределение усилий между стенами в монтажный период определя¬

ют исходя из начальных упругих характеристик панелей и их сты¬

ковых соединений. Расчет выполняют с учетом стадийности возве¬

дения. При быстром монтаже бетон замоноличивания вертикаль¬

ных стыков в верхних монтируемых этажах не успевает набрать

проектную прочность, поэтому стыковые соединения стен в этих

этажах имеют повышенную податливость. Приближенно можно

считать, что замыкание связей сдвига между стенами происходит

с отставанием на один-два этажа, при этом в нижних этажах жест-

костные характеристики стыковых соединений принимают исходя

из проектных марок бетона (раствора) в стыках. С использованием

указанных допущений определяют минимальную величину усилий,

перераспределяемых между стенами из-за неодинаковой их дефор-

мативности и различий в нагрузках.
Второй расчетный случай (медленный монтаж) позволяет опре¬

делить максимально возможную величину усилий, перераспреде¬

ляемых между стенами. В этом расчетном случае предполагается,

что ползучесть материала панелей и их стыковых соединений пол¬

ностью проявляется в процессе монтажа, а связи сдвига замыкают¬

ся до приложения нагрузок от очередного монтируемого этажа.

Как и в первом расчетном случае, учитывают стадийность возве¬

дения здания.
Перераспределение усилий в стенах от временной нагрузки

на перекрытия определяют для полностью смонтированной несу¬

щей системы без учета влияния деформаций ползучести.
Усилия в стенах от вертикальных нагрузок проще всего опре¬

делять с использованием расчетных схем в виде составного стерж¬

ня с непрерывными или дискретно расположенными связями сдви¬

га. Расчет составных систем с непрерывными связями описан мно¬

гими авторами (см. например [2, 4, 5]), поэтому не будем приводить

расчетных формул. Для расчета регулярной по длине составной

системы с дискретно расположенными связями .используем метод

сил (рис. 1.7). Введем групповые неизвестные Ti(i — 1, 2, ..., k),

определяющие перераспределение продольных сил в уровне t-ro

яруса составной системы, и запишем условия совместности дефор¬

маций стержней в местах соединения их связями сдвига. Как и

при решении задачи об эксцентриситета* в стенах (см. подраздел
20

1.3), получим систему трехчленных алгебраических уравнений,

в которой все уравнения, кроме первого и последнего, отличаются

только величиной свободного члена. Поэтому все эти уравнения мож¬

но заменить следующим разностным уравнением второго порядка:
-Ti-1+(2 + ^)Ti-Ti+1=eiViVy,	(1.16)
где
а)
И' — У УН эт/ ^сдJ

1 , 1
7 =
EXFX
E2Fz
8)
(1.17)
(1.18)
Хп
pH
'я
п
р»
2
Pi
* **
1	_
n
rv
}«. t
o—Oj

• • •
( к
к
p:\
i
• t •
^ *L
! к
О—c
L
r? I
* i
I. *.?
• «•
Ч к
| л 1 1
2
* * ,x,
1
;
pf j
РН
гп %
Г*
р?
Рис. 1.7. Расчетная схема (а) и основная система (б) для .определения пере¬

распределения вертикальных нагрузок между наружными и внутренними сте¬

нами
Яэт —высота этажа;
^сд —коэффициент податливости при сдвиге дискретной связи между стерж¬

нями;
е; =
Щ (/) N1 (О
ад e2f2 '
(i.id)
^?(2)—продольная сила в первом (втором) стержне в основной системе, ли¬

шенной связи сдвига.
21

При расчете на продольные нагрузки Р1 и Ръ приложенные

в верхнем сечении составной системы, N\ (/) = Pt и N2 (i) = Я2.
Тогда Si = е = const.
Разностное уравнение (1.16) неоднородное. Его общим решени¬

ем является сумма общего решения однородного уравнения, кото¬

рое. соответствует рассматриваемому неоднородному, и частного

решения неоднородного уравнения [9]. При решении разностного
Т & /<7~
Рис. 1.8. Поэтапное из¬

менение расчетной схемы
ЕЕВДХ ,
' P-q гш - -
н
к
(
1
у . . 1.. t .1.1 гт	г;	Н
г:			i			:		iv
Н
о-с|
L-J
н
г
гг?!
н
и
'Н
i	-7
н
и
н
S/папы /
7
уравнения (1.16) необходимо учесть краевые условия задачи, оп¬

ределяемые первым и последним уравнениями системы алгебраи¬

ческих уравнений метода сил. Эти уравнения имеют следующий

вид:
(I +JX2) Т1—Т2— р-2 &ify\
-r/l_14-(24-li2)7’/l = Ji2eh/Y'.
(1.20)
В случае загружения сосредоточенными продольными силами

/V и Р2 в верхнем сечении (рис. 1.8) разностное уравнение (1.16)

имеет следующее решение:
Т, = —
1 —
■ 71 (г* *+Г~0

. — 2Л— 1
где
1+г
г = 1-Ь0,5^Ч-Т/(1 + 0,5ц2)2_1.
Ct = 1, 2,..., h\ h= i, i+ 1,..., л),
(1.21)
(1.22)
22

Формула (1.20) определяет величину продольной силы, перерас¬

пределяемой в составной системе в уровне t-й связи. Эту же формулу

можно использовать для определения продольных сил, перерас¬

пределяющихся между стенами вследствие неодинаковых деформа¬

ций усадки. В этом случае параметр & принимаем равным разности

относительных деформаций усадки сопрягаемых стен.
Величину продольной силы, перераспределяемой в уровне i-й

связи при загружении стен временной нагрузкой на перекрытия,

можно определить по формуле
Р1ИР2 — продольные силы, приложенные в узлах соответственно первого’

и второго стержней.
Сдвигающие силы в связях определяют по формуле
1.5.	УСИЛИЯ
ОТ КЛИМАТИЧЕСКИХ ТЕМПЕРАТУРНЫХ ВОЗДЕЙСТВИЙ
Изменение температуры воздуха приводит к объемным темпе¬

ратурным деформациям конструкций здания. Температурные де¬

формации панелей происходят в стесненных условиях, им проти¬

водействуют смежные конструкции и основание. Поэтому в панелях

и их стыковых соединениях возникают усилия, которые могут при¬

водить к образованию и раскрытию трещин.
Для определения усилий от климатических температурных воз¬

действий в общем случае нужно рассмотреть совместную простран¬

ственную работу всех конструкций здания и основания. Расчет

здания в такой постановке весьма сложен. Для упрощения расчета

выделим следующие частные задачи, которые будем решать неза¬

висимо:
а)	определение усилий в продольных стенах, перекрытиях и

их стыковых соединениях из-за стеснения температурных деформа- ‘

ций конструкций основанием;
б)	определение усилий в стеновых панелях и их стыковых сое¬

динениях из-за неодинаковых температурных деформаций наруж¬

ных и внутренних стен;
в)	определение усилий в панелях наружных стен и стыковых

соединениях с внутренними конструкциями из-за изменения тем¬

пературы по толщине наружных стен в эксплуатационный период.
При решении первой из перечисленных задач следует разли¬

чать два расчетных случая, соответствующих строительному и экс¬

плуатационному периодам.
В строительный период до пуска отопления приближенно мож¬

но считать, что все надфундаментные конструкции имеют одинако*
(1.23)
(1.24)
.У L
(Г —1> (1 _Ur—
где e=Pi/(EiFi)—Pzl(E2 Рг);
(1.25)
23

вую температуру, совпадающую с температурой наружного воз¬

духа. Изменение температуры наружного воздуха приводит к со¬

ответствующему изменению температуры конструкций здания, а

следовательно, к изменению их линейных размеров. Основание же

противодействует температурным деформациям конструкций, поэ¬

тому в них возникают температурные усилия. Наиболее неблаго¬

приятная ситуация, когда здание возведено в теплое время года и

не отапливается при понижении температуры наружного воздуха.

Температурным укорочениям панелей стен и перекрытий противо¬

действует основание, в результате чего конструкции оказывают¬

ся растянутыми в горизонтальном направлении.
В эксплуатационном состоянии температурные деформации

меньше по величине, так как температура внутренних конструк¬

ций в холодное время года примерно такая же, как и в теплое вре¬

мя, а наружные стены имеют примерно вдвое меньший диапазон

изменения средних температур по сравнению со строительным пе¬

риодом (вследствие перепада температуры по толщине стены в отап¬

ливаемом здании). Однако в эксплуатационный период деформации

температурного укорочения конструкций суммируются с деформа¬

циями усадки. Поэтому суммарные температурно-влажностные де¬

формации могут быть соизмеримыми с температурными деформа¬

циями, . возникающими в строительный период (усадочные дефор¬

мации в последнем случае пренебрежимо малые).
Наибольшие по величине усилия растяжения (сжатия) в про¬

дольных стенах и перекрытиях возникают в нижних этажах посе¬

редине длины здания (температурного отсека). При заданном изме¬

нении температуры воздуха усилия тем больше, чем длиннее зда¬

ние, при наличии температурных 'швов — чем длиннее температур¬

ный отсек. Для приближенного определения усилий, возникающих

из-за стеснения температурных деформаций конструкций основа¬

нием, чаще всего используют расчетные схемы в виде защемленной

в основании пластинки или горизонтального составного стержня.

Недостатком первой из указанных расчетных схем является то,

что она не учитывает наличие перекрытий и не позволяет учесть

неодинаковые жесткостные характеристики стен цоколя и выше

цоколя. Вторая расчетная схема лишена перечисленных недостат¬

ков, но использование ее приводит к необходимости решения весь¬

ма громоздких систем дифференциальных или алгебраических урав¬

нений. В связи с тем что расчетная схема все же условна, а жест¬

костные характеристики определяются не очень достоверно, услож¬

нение расчета нежелательно. Вместе с тем расчет можно существен¬

но упростить, если здание рассматривать как горизонтальную сос¬

тавную систему с бесконечным числом стержней, имеющую одина¬

ковые жесткостные характеристики стержней и связей сдвига во

всех ярусах, кроме первого.
Расчет будем выполнять методом перемещений. Введем функ¬

циональные неизвестные, определяющие продольные перемещения

стержней составной системы. Из условия равновесия стержней
24

получим бесконечную систему обыкновенных дифференциальных

уравнений второго порядка. Для регулярной по высоте системы

все уравнения, кроме первого, имеют одинаковую структуру, и их

можно рассматривать как одно дифференциально-разностное урав¬

нение. Функциональные неизвестные будем искать путем разложе¬

ния в тригонометрический ряд, удовлетворяющий краевым усло¬

виям задачи на вертикальных гранях составной системы. Для

определения коэффициентов разложения используем метод Галер-

кина, тогда вместо дифференциально-разностного уравнения для

каждого члена разложения неизвестных в ряд получим независи¬

мые разностные уравнения второго порядка, решение которых мож¬

но получить в замкнутом виде. Окончательно, после выполнения

всех необходимых преобразований, получим следующую формулу

для определения усилий в стержнях составной системы:
лм1>=-лгё 2 -<-'г.'£±ая11я»*>.. (1.26)
31	(2^-1)(2ац-гц1р/р1)
где
N% = EFh аМ;
Г|Д,	^ ’
й[1= 1 +0,125л2 (2ц— 1 )2 EFl(l*$);
= 0,5 (1 + Р/ Рj) + 0,125я* (2ц -1 )2 EFJiPfo),
EFb — продольная жесткость k-ro стержня (при k > 1 EFд = EF)\ а —

коэффициент линейной температурной деформации; А/ — изменение темпе¬

ратуры конструкций; Pi и р — погонная жесткость связей сдвига между

стержнями соответственно первой и всех остальных; I — полудлина (в пла¬

не) составной системы; £—безразмерная координата, отсчитываемая по дли¬

не составной системы от ее середины (0 < £ < 1).
Для полностью регулярной системы (при EFX = EF, Pi = р)

формула (1.26) имеет более простой вид:
4 ^ — (1 )**cos (а\. £)
Ц=1
Расчеты по формулам (1.26) и (1-27) показали, что для практи¬

ческих целей достаточно удерживать не более пяти членов ряда

(со ^ 5).
Продольная жесткость EF сжатых бетонных и железобетонных

элементов, а также растянутых, до образования в них трещин, рав¬

на произведению приведенного модуля деформации бетона на пло¬

щадь поперечного сечения элемента. Приведенный модуль дефор¬

мации с учетом податливости связей между сборными элементами

и влияние деформаций определим по формуле
£ = (1/£б + Сб £дл СлЧ'^'св/^св)-1»	(1 -^8)
где Eq — начальный модуль упругости бетона; С$ — предельная мера пол¬

зучести бетона; £дл — коэффициент, учитывающий длительность действия
25

нагрузки; ^ — коэффициент, зависящий от толщины панели; Лсв — коэф¬

фициент податливости связи; 1СВ — средний шаг связей по длине здания.
Параметры С6, £дл, £А, А-св можно принимать по Инструкции [1].

При платформенном стыке панелей стен и перекрытий податли¬

вость стыков на сжатие-растяжение в горизонтальном направлении

весьма мала, поэтому можно принять А-св = 0.
Продольная жесткость растянутых элементов после образова¬

ния в них трещин определяется по формуле
где Еа; Fa — соответственно модуль упругости и площадь поперечного се¬

чения арматуры элемента, расположенной вдоль направления температурной

деформации; “фа — коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона

между трещинами и определяемый согласно нормам проектирования желе¬

зобетонных конструкций.
Усилия N являются дополнительными к усилиям в конструк¬

циях от вертикальных нагрузок, неравномерных деформаций осно¬

вания и др.
Температурные воздействия, как правило, не вызывают разру¬

шения панельных зданий, так как возникающие в конструкциях

трещины приводят к резкому падению температурных усилий. Поэ¬

тому основной целью расчета на температурные воздействия яв¬

ляется ограничение раскрытия трещин в панелях и стыках, т. е. пре¬

дотвращение предельных состояний второй группы. В связи с этим

при проверке трещиностойкости конструкций и раскрытия в них

трещин можно исходить из нормативных сопротивлений материа¬

лов и нагрузок (с коэффициентом перегрузок, равным единице).
Температурные климатические воздействия вызывают также

перераспределения вертикальных нагрузок между стенами. Вели¬

чину продольной силы, перераспределяемой в уровне t-той связи,

можно определить по формуле (1.23), в которой следует принять
где а* и а2 — коэффициенты линейных температурных деформаций сопрягае¬

мых стен; и At2 — изменение средних температур сопрягаемых стен.
Температурно-влажностные деформации могут приводить к рас¬

крытию горизонтальных швов в верхних этажах. Так, напри¬

мер, в зимнее время панели наружных стен эксплуатируемого

здания укорачиваются сильнее внутренних. В результате наруж¬

ная стена разгружается, и может произойти частичное ее «зави¬

сание» на внутренней. Раскрытие горизонтального шва между на¬

ружными стеновыми панелями этажей номер k и (k -f- 1) происхо¬

дит в том случае, когда перераспределяемая между стенами при

температурно-влажностных воздействиях продольная сила Th ста¬

новится равной сжимающей силе N]k от вертикальных нагрузок.

При расчете с учетом раскрытия горизонтальных швов принима¬

ем, что связи в горизонтальных стыках выключаются последова-
(1.29)
s=a1A tx—а2А^2.
(1.30)
26

тельно, начиная с верхнего этажа. Для расчета может быть реко¬

мендован следующий алгоритм:
а*) высоту h рассчитываемой составной системы принимаем рав¬

ной числу этажей здания п\ определяем сжимающие усилия от вер¬

тикальных нагрузок во всех этажах наружной (Nu) и внутренней

(N2i) стен (г = 1, 2, /г); вычисляем разность относительных тем¬

пературно-влажностных деформаций сопрягаемых стен в основной

системе е° = е° —. принимаем, что е = е°; 2е = 0;
б)	по формуле (1.23) вычисляем продольную силу Th> перерас¬

пределяемую между стенами в уровне связей этажа h от темпера¬

турно-влажностных воздействий при е = е° — 2е;
в)	если Nlh<cTht то осуществляем переход к п. «д», иначе

с использованием формулы (1.23) определяем величину параметра

ел, при которой Nu = Th; высоту системы принимаем уменьшен¬

ной на один этаж (h = h — 1); Ее: = Ее + ел; е: = ел;
г)	вычисляем приращения усилий во всех этажах i ^ h, обус¬

ловленные разностью относительных деформаций е; найденные уси¬

лия суммируем с ранее подсчитанными; переходим к п. «б»;
д)	вычисляем приращения усилий во всех этажах i ^ Л, обус¬

ловленные разностью относительных деформаций е = е° — 2е;

найденные усилия суммируем с ранее подсчитанными; конец ал¬

горитма.
Перепад температуры Ф по толщине наружной стены приводит

к изгибу панелей из их плоскости. Если бы каждая стеновая па-'

нель была свободно подвешена за две точки, то под влиянием пе¬

репада температур панель принимала бы сферическую форму, при

этом усилия в панели в случае линейного изменения температуры

по толщине были бы равны нулю. Обычно наружные стеновые па¬

нели опираются одна на другую через растворные швы, а также

соединены с внутренними конструкциями. Из-за жесткости гори¬

зонтальных и вертикальных стыковых соединений температурные

деформации стеновых панелей оказываются стесненными. Изги¬

бающие моменты в горизонтальных сечениях стены вследствие пе¬

репада температуры по толщине стены из однослойных панелей

приближенно можно определить по формуле
М,= O^Micr-rf1” ,	(1.31)
h (Аф + *ст)
где Я®т — высота этажа в свету (за вычетом толщины перекрытия).
Коэффициент 0,5 правой части формулы (1.31) приближенно

учитывает влияние ползучести и микротрещин в бетоне панели на

уменьшение температурных усилий.
1.6.	УСИЛИЯ ОТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ВЕТРОВЫХ НАГРУЗОК
Горизонтальные ветровые нагрузки вызывают поперечный из¬

гиб всей несущей системы здания. Поэтому усилия от этих нагру¬

зок следует определять с учетом совместной работы всех несущих
27

стен и перекрытий. Расчет, как правило, выполняют на ЭВМ на

основе расчетных схем, рассмотренных в подразделе 1.2. Для ори¬

ентировочной оценки величины усилий в конструкциях здания

от ветровой нагрузки можно использовать упрощенную расчет¬

ную схему в виде пучка защемленных в основании стержней, сое¬

диненных абсолютно жесткими поперечными связями, обеспечи¬

вающими одинаковые поперечные перемещения стержней. Чтобы

воспользоваться такой расчетной схемой, пространственную си¬

стему здания расчленяют на отдельные вертикальные несущие

элементы — стены, расположенные вдоль действия ветровой нагруз¬

ки, и примыкающие к ним участки стен перпендикулярного направ¬

ления. Каждый вертикальный элемент предварительно рассматри¬

вают как составной стержень, для которого определяют приве¬

денную изгибную жесткость. Внешняя горизонтальная нагрузка

распределяется между несущими элементами пропорционально их

приведенным изгибным жесткостям, и далее рассчитывают каж¬

дый несущий элемент как составной стержень. Для стержней

с одним-двумя рядами податливых продольных связей расчет весь¬

ма прост и может быть выполнен без применения ЭВМ по форму¬

лам, приведенным, например, в работах [2—5].
1.7.	УЧЕТ ДЕЙСТВИЯ АВАРИЙНЫХ НАГРУЗОК
Виды аварийных нагрузок и характеристика их действия. Изу¬

чая опыт эксплуатации панельных зданий в разных странах, мож¬

но найти много примеров [37, 42, 48], когда взрыв или удар вызы¬

вает разрушение одной или двух стеновых панелей или одной ко¬

лонны. Однако такое разрушение часто приводит к обрушению смеж¬

ных панелей, вследствие чего происходит вторичное разрушение

большой части здания или даже целого здания. Опасность дейст¬

вия взрыва или удара в панельном здании состоит именно в том,

что оно обычно связано с рядом следующих друг за другом вторич¬

ных разрушений.
По данным, опубликованным в [48], число квартир, повреждае¬

мых ежегодно в США воздействием аварийных нагрузок, в сред¬

нем равно 703. Исходя из доли квартир в многоэтажных зданиях

от общего количества квартир в стране, числа лиц, проживающих

в среднем в отдельной квартире и т. п., подсчитано, что вероят¬

ность лишения жизни человека, проживающего в многоэтажном

здании в течение одного года, вследствие разрушений от дей¬

ствия взрыва равна 10“7.
Аварийные нагрузки можно разбить на следующие группы:
1)	нагрузки от вынужденного изменения давления воздуха

(взрывы смеси воздуха со светильным или отопительным газом вну¬

три зданий или вне их при транспортировании взрывоопасных

веществ, взрывы аэровзвесей, аварии систем отопления или

охлаждения помещений);
28

2)	нагрузки от ударов транспортных средств или'машинного

оборудования строительных площадок.
У аварийных нагрузок несколько общих признаков. Место и

время их появления носят случайный характер [41]. Определение

их значения и направления вызывает много трудностей. По этим

причинам в нормативных документах по нагрузкам жилых, об¬

щественных и других зданий данные по аварийным нагрузкам, как

правило, не приводятся.
Ущерб от аварийных нагрузок может быть уменьшен двумя пу¬

тями:
устранением причин аварийных нагрузок. С этой целью в СССР

и Франции запрещены газопроводы в высотных зданиях. Такое

мероприятие весьма целесообразно, но оно, к сожалению, не устра¬

няет действие всех аварийных нагрузок и, .таким образом, не ре¬

шает полностью вопроса;
учетом воздействия аварийных нагрузок при проектировании

конструкций.
Р. Й. Мейнстоун [42] в обзоре восьми аварий многоэтажных

зданий от взрыва приводит для каждого исследуемого случая экви¬

валентное давление, подсчитанное по результатам аварии. Давле¬

ния были в пределах от 30 до 100 кН/м2. В экспериментах, прове¬

денных в Англии в специальных зданиях из кирпичной кладки, са¬

мое большое значение давления, которого удалось достигнуть, бы¬

ло 23 кН/м2. В нормативном документе [34] и его пояснении [38]

указана величина 34 кН/м2, определенная на основании анализа

аварии здания Ронан Пойнт [43].
Из сравнения величины усилий от аварийных нагрузок и вели¬

чины несущей способности элементов и их соединений в панельных

зданиях, проектируемых согласно существующей практике, выте¬

кает, что аварийные нагрузки неизбежно вызовут разрушение от¬

дельных элементов и их соединений. Панельное здание, конструк¬

ции которого совершенно разрушаются при действии взрыва, эко¬

номически приемлемо. Однако нужно, чтобы было исключено цеп¬

ное (прогрессирующее) разрушение конструкций здания.
Метод расчета. Допущения. Расчет многоэтажных панельных

зданий на аварийные нагрузки основан на следующих предпосыл¬

ках:
аварийные нагрузки могут действовать в любых местах здания;
объем разрушения (первичного и им вызванного вторичного)

от действия аварийной нагрузки в определенном месте считается

заданным нормами;
элементы, разрушение которых неизбежно вызывает.обрушение

всей конструкции, не должны быть разрушены;
часть конструкции, оставшаяся после первичного и вторично¬

го разрушений, должна быть рассчитана так, чтобы она могла быть

сохранена на определенное время.
В рассчитываемых зданиях определяют помещения, в которых

может произойти взрыв смеси газа с воздухом. Для каждого слу¬
29

чая устанавливают объем возможного разрушения с учетом ком¬

поновки здания и его экономичности, расположения несущих стен

и расстояния места взрыва или удара от торцов и продольных на¬

ружных стен здания.
Для материалов в элементах и связях принимаются увеличен¬

ные расчетные сопротивления1.
Расчет конструкций проводится только по предельным состоя¬

ниям первой группы. При этом не ограничивается величина рас¬

крытия трещин в бетоне и прогибов панелей, допускаются пласти¬

ческие деформации в арматуре.
Расчет должен быть повторен для всех предполагаемых поло¬

жений мест взрыва. Следовательно, первоначальная конструкция

должна обеспечивать создание новой статической схемы для каж¬

дого случая.
Объем разрушений. В /Дальнейших соображениях будем исхо¬

дить из наиболее распространенной системы панельных зданий

с поперечными несущими стенами и небольшим числом внутрен-

них продольных стен.
Продольные наружные стеньг могут быть либо несущими, вос¬

принимающими нагрузку от перекрытия и собственного веса, ли¬

бо навесными.
Как было сказано, объем разрушения зависит от многих фак¬

торов, прежде всего от прочностных характеристик элементов и их

стыковых соединений. Указания по определению объема разруше¬

ния, содержащиеся в нормативных документах по проектированию

зданий на аварийные нагрузки [34, 35, 40, 44, 47, 49, 50], не могут

учитывать все приведенные факторы и имеют, что вполне понят¬

но, более обобщенный и, следовательно, условный характер.
Если панельное здание снабжено хотя бы небольшим числом

горизонтальных и вертикальных тяг в виде арматурных стержней,

стеновая панель или панель перекрытия не разрушаются пол¬

ностью, т. е. не превращаются в кучу мелких обломков. Панели

сильно повреждаются и теряют свою несущую способность, пере¬

мещаются на 10—20 см, однако остаются, в основном, на своем

месте в изломанном виде (рис. 1.9). Вследствие повреждения стено¬

вых панелей происходит разрушение горизонтального стыка под

панелями и даже смещение панелей перекрытий. Панели перекры¬

тия теряют одну из своих опор и перемещаются вниз, причем мо¬

жет произойти также их излом. При наличии горизонтальных поя¬

сов панели перекрытия.сильно провисают, но не падают на ниже¬

лежащее перекрытие, что могло бы вызвать разрушение всех ниж¬

них этажей. Таким образом, можно полагать, что стеновые панели

и панели перекрытия этажом ниже повреждены, но не разрушены
Согласно нормам [1], расчет здания на последствия от локального раз¬

рушения следует выполнять методом предельного равновесия, исходя из

нормативных характеристик материалов, умноженных на коэффициент 1,1

для арматуры и коэффициент 1,2 для бетона (Прим. науч. ред.).
30

i
К	У
i
Г	;
u
,	Jj
v
t*
1
T
F
	Г
t	ь
к-
т!


	jp
	Г
	q
JLj

1 	 V
		fa
If
i-
—:

	r
		b


P	r
	P
' 777:
477777777/7777777777777777777.
7777777777/77777777777777
полностью. Аналогично происходит разрушение панелей этажом

выше, причем стеновые панели остаются подвешенными посредст¬

вом вертикальных тяг.
Если вследствие взрыва разрушение панелей перекрытия яв¬

ляется первичным, общий вид первичного и вторичного разруше¬

ний не изменяется.
Размер зоны разрушения по вертикали можно,,следовательно,

✓принять равным сумме высот трех этажей, а по горизонтали —

сумме двух пролетов перекрытия (см. рис. 1.9). Указанные раз¬

меры действительны только для

того случая, когда над местом

разрушения находятся вышеле¬

жащие этажи с соответствую¬

щими тягами. Следовательно,

принимается предпосылка, что

верхние три этажа каждого зда¬

ния от действия аварийных на¬

грузок почти полностью разру¬

шаются.
Остается определить третий

размер зоны локального разру¬

шения. Длина участка разруше¬

ния стены зависит от многих

факторов, но преимущественно
ОТ несущей способности стены ^ис‘ Схема локального разруше-

■'Т'	ния здания при аварийном возденет*
и способа ее крепления к дру- вии
гим элементам. Обычно [40]
различают стены с небольшой
и большой несущей способностью, причем пределом яв¬

ляется стена из неармированного бетона марки 300, толщиной

0,14 м и высотой 3 м, противодействующая эквивалентной нагруз¬

ке сжатия 10 кН/м2.
Длина участка разрушения стен с небольшой несущей способ¬

ностью равна расстоянию вертикальных опор или расстоянию меж¬

ду такой опорой и свободной кромкой.
Длина участка разрушения стен с большой^несущей способно¬

стью принимается в основном равной 0,5—1 высоты этажа.
В торцовых стенах, которые, как правило, имеют большую не¬

сущую способность, рекомендуется указанную длину принимать

увеличенной, учитывая опасность разрушения торцовых стен.
В качестве опоры для разрушенной части стены можно при¬

нимать перпендикулярные к ней стены шириной не менее 1 м, ко¬

торые надлежащим образом с ней связаны.
Панели перекрытия разрушаются, по-видимому,3’" в пределах

участка разрушения стены. Третий размер полного^разрушения

можно принимать равным длине этого участка.
Согласно нормативному документу [34], величина полного раз¬

рушения в^плане^равна 70 м2 или 15% общей площади этажа зда¬
31

ния. Согласно документу [49], первичное разрушение имеет форму

куба, длина грани которого равна большей из следующих двух ве¬

личин: Vio высоты здания и 1IZ0 длины здания. Объем полного раз¬

рушения принимают равным четырехкратной величине объема

первичного разрушения.1.
Наиболее неблагоприятным можно считать разрушение в углу

плана здания, когда разрушаются панели в торцовой стене, слу¬

жащей опорой для панелей перекрытий (рис. 1.10). Часть торцовой

стены над разрушенными панелями должна в] таком случае ра-
а)	д)
Рис. (1.10. Схема перемещений панелей при локальном разрушении одной из

панелей
а — при отсутствии связей сдвига в горизонтальных стыковых соединениях; б — при на¬

личии связей сдвига
ботать как односторонне защемленная балка-стенка. Для этого

в ней должна находиться система горизонтальных и вертикальных

тяг. Горизонтальные тяги в уровнях перекрытий должны быть на¬

дежно заанкерены с одной стороны в опоре консоли, а с другой —

вблизи вертикальной кромки консоли, что достигают стыкованием

этих тяг с периферийными тягами (рис. 1.10,6). Кроме этого,

необходимы вертикальные тяги. Напряженно-деформированные

состояния консолей без вертикальных тяг и с ними схематически

представлены на рис. 1.10, а и 1.10,6. Горизонтальные стыки без

вертикальных тяг воспринимают только вертикальные усилия сжа-
♦	тия, те же стыки с тягами способны воспринимать также горизон¬

тальные усилия сдвига. Истинное напряженно-деформированное

состояние консоли будет, по-видимому, находиться в пределах

состояний согласно рис. 1.10, а и 1.10,6.
1Согласно принятым в СССР нормам проектирования [1] для панельных

зданий, в которых установлены газовые плиты, водонагревательные колонки

и другое подобное оборудование, следует учитывать возможность локально¬

го разрушения из-за аварийного взрыва газа только одной из панелей. В ка¬

честве таковой обычно принимают панель поперечной несущей стены. Для

зданий с несущими поперечными и продольными наружными стенами реко¬

мендовано учитывать одновременное разрушение панели поперечной стены

и примыкающего простенка наружной стены. (Прим. науч. ред.)
32

Чтобы предотвратить разрушение торцововй стены, необхо¬

димо превратить ее в двусторонне защемленную балку-стенку

над местом возможного разрушения.
Благодаря продольным тягам в уровне перекрытий панели пе¬

рекрытий работают в известной степени как неразрезная плита,

образуя над местом разрушения висячую конструкцию по очерта¬

нию цепной линии. Это имеет очень важное значение для панель¬

ного здания, в котором произошел взрыв, так как тяги препятст¬

вуют падению панелей перекрытий на ниженаходящиеся перекры¬

тия. Вертикальные тяги воспринимают усилия растяжения от соб¬

ственного веса стеновых панелей над провисшими панелями пере¬

крытия. Кроме того, вертикальные тяги препятствуют обрушению

стеновых панелей, находящихся этажом ниже.
Тяги, расположенные по периметру каждого перекрытия, обес¬

печивают работу перекрытия как горизонтальной диафрагмы и за-

анкеривание продольных и поперечных тяг.
Таким образом, для обеспечения устойчивости конструкций при

действии аварийных нагрузок панельное здание следует проекти¬

ровать неразрезным во всех трех направлениях со стыковыми сое¬

динениями, способными воспринимать усилия растяжения и плас¬

тически деформироваться.
Основные положения по проектированию панельных зданий на

действие аварийных нагрузок1.!. Проектирование панельных зда¬

ний на действие аварийных нагрузок имеет целью исключить цеп¬

ное разрушение панельных зданий и, таким образом, предотвра¬

тить разрушение большого объема и тем более полное разрушение

здания. Следовательно, допускается разрушение небольшого объ¬

ема, т. е. разрушение отдельных элементов или их совокупностей.
2.	Жесткость панельного здания проверяется в двух горизон¬

тальных, взаимно перпендкулярных направлениях при горизон¬

тальной нагрузке, действующей в центре тяжести постоянных на¬

грузок. Величина горизонтальной нагрузки принимается равной

1,5% суммы постоянных нагрузок.
3.	Несущие элементы типа колонн или узких простенков, раз¬

рушение которых явно вызвало бы разрушение большого объема

или даже всего здания, рассчитывают на равномерно распреде¬

ленную нагрузку от взрыва, действующую в любом направлении,

со значением 30 кН/м2. Связи таких элементов со смежными эле¬

ментами рассчитываются на ту же нагрузку. Если на такие эле¬

менты может действовать нагрузка от ударов, ее величину опре¬

деляют на основании особого анализа.
Если такие элементы сопряжены с элементами типа жестких

перегородок, их рассчитывают также на усилия, вызванные дейст¬

вием аварийных нагрузок на сопряженные элементы.
Данные положения составлены на основе требований чехословацких

норм проектирования панельных зданий. (Ярим. науч. ред.)
2	Зак. 1804
33

4.	Первичное разрушение не должно вызывать прогрессирую¬

щего разрушения всех конструкций здания. Проверяют все воз¬

можные места первичного разрушения в местах пересечения стен,

из которых хотя бы одна является наружной.
За свободную кромку стены принимают: а) кромку дверного или

оконного проема, высота которого больше, чем */3 высоты этажа;
б)	вертикальный стык между панелями, в котором горизонтальные

арматурные стержни не расположены вдоль высоты этажа и не

проходят через стык, и в) кромку стеновой панели, не соединен¬

ную с перпендикулярной стеной.
5.	Допустимое разрушение включает в себя первичное разру¬

шение, определяемое согласно п. 4, панели перекрытия, опираю¬

щейся двусторонне или только односторонне на разрушенные уча¬

стки стен, соответствующие участки стен и панели перекрытия эта¬

жом ниже и соответствующие участки стен этажом выше.
6.	В расчет вводятся нормативные значения постоянных нагру¬

зок от веса конструкций и нормативные, длительно действующие

временные нагрузки.
7.	В панельных зданиях с поперечными несущими стенами и с

навесными наружными стенами следует предусматривать горизон¬

тальные и вертикальные пояса, площадь сечений которых, соглас¬

но принятым в ЧССР нормам проектирования, назначают из ус*

ловия, приведенного ниже.
Значение усилия должно быть равно меньшему из следующих:

N = 10 + 2яэт (кН) и N = 20 кН, где пэт — общее число этажей

здания. Поперечные горизонтальные тяги рассчитывают на усилие

Nln, где /п — осевое расстояние поперечных стен в метрах. Стерж¬

ни тяг располагаются над панелями поперечных стен на уровне

каждого перекрытия и надежно соединяются с тягами по пери¬

метру перекрытия. Для образования тяг можно использовать час¬

тично или полностью горизонтальные стержни арматуры стеновых

панелей, надежно взаимно соединенные и находящиеся на расстоя¬

нии не'более 0,3 м от нижней или верхней поверхности перекрытия.
Продольные горизонтальные тяги рассчитывают на усилие N,

действующее на участке 1 м длины поперечных стен. Стержни тяг

располагаются на уровне каждого перекрытия в продольных

швах, заполняемых раствором, между панелями перекрытия. Кон¬

цы стержней тяг надежно соединяются с арматурой торцовых стен,

внутренних поперечных стен и стен лестничной клетки в зависимо¬

сти от планировки стен. Для образования тяг могут быть исполь¬

зованы частично или полностью продольные стержни арматуры

панелей перекрытия, надежно взаимно соединенные. Расстояние

между продольными горизонтальными тягами принимается не

больше 1,5 м.
Если торцовые степы не соединены с перпендикулярно распо¬

ложенными стенами, имеющими ширину не менее 1 м, посредством

арматурных стержней, рассчитанных на усилие 10 кН, действую¬

щее на участке 1 м высоты стены, то продольные горизонтальные
34

тяги рассчитывают на усилие 1,5^ (вместо усилия N), действую¬

щее на участке 1 м длины таких торцовых стен. Стержни этих тяг

располагаются на участке длиной не менее двух пролетов панелей

перекрытия.
Вертикальные тяги размещают в вертикальных стыковых со¬

единениях поперечных и продольных несущих стен и рассчитыва¬

ют на усилие от собственного веса стеновых панелей на высоту од¬

ного этажа на соответствующем участке. Для образования верти¬

кальных тяг можно использовать частично или полностью верти¬

кальные стержни арматуры стеновых панелей, надежно соеди¬

ненные с соответствующими стержнями панелей этажом выше1.
1Согласно действующим в СССР нормам проектирования [1], площадь

поперечного сечения связей назначают по расчету, но принимают для каж¬

дого этажа в среднем не менее:
связей панелей наружных стен с внутренними конструкциями — 0,5 см2

на 1 м длины фасада;
связей стеновых панелей, расположенных в одной плоскости, — 1 см2;

связей панелей перекрытий по стыкам, расположенным вдоль здания, —
1	см2 на 1 м стыка;
связей панелей перекрытий по стыкам, расположенным поперек зда¬

ния,— 0,3 см2 на 1 м стыка.
Установка вертикальных связей нормами не регламентирована. Но, как

показали исследования, выполненные в МНИИТЭП Ю. М. Стругацким,

такие связи необходимы для зданий с несущими поперечными и ненесущими

наружными продольными стенами (Прим.. науч. ред.)

Глава 2
ВЕРТИКАЛЬНЫЕ СТЫКОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ

СТЕНОВЫХ ПАНЕЛЕЙ
2.1.	ТИПЫ ВЕРТИКАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИИ

ПАНЕЛЕЙ
Основное статическое назначение вертикальных. стыковых со¬

единений панелей — обеспечить восприятие сдвигающих сил, воз¬

никающих в стыках при совместной работе сопрягаемых стен. Для

восприятия сдвигающих усилий обычно устраивают шпоночные

соединения, образуемые за счет замоноличивания бетонной смесью

или раствором полости между обращенными к стыку вертикаль¬

ными торцами панелей, которые имеют углубления или выступы.
Различают бетонные и железобетонные шпоночные соединения.

В бетонных соединениях сопротивление сдвигу обеспечивается бе¬

тоном без учета арматуры, пересекающей стык' Сопротивление

сдвигу железобетонных шпоночных соединений обеспечивается

совместной работой бетона и арматуры.
Наличие в стыковом соединении арматуры не только повышает

сопротивление сдвигу, но и вносит качественное изменение в ха¬

рактер работы соединения при сдвиге. Бетонное шпоночное соеди¬

нение весьма хрупко.' Появление трещины в наиболее напряженной

шпонке многошпоночного соединения обычно приводит к разруше¬

нию всего соединения. Железобетонное шпоночное соединение име¬

ет упругопластический характер работы при сдвиге. Появление

трещин в таком соединении приводит к перераспределению усилий

сдвига между шпонками и включению в работу арматурных связей,

пересекающих стык. Однако чтобы стыковое соединение сопро¬

тивлялось сдвигу после образования трещин, площадь сечения

арматурных связей должна быть не меньше определенного предела.
Предельная минимальная площадь арматурных связей, при

которых шпоночное соединение может рассматриваться как желе¬

зобетонное, зависит от многих факторов, в том числе от марок бе¬

тона панелей и стыка, расположения связей на высоте, углов на¬

клона площади смятия шпонок и др. В сомнительных случаях шпо¬

ночное соединение следует рассматривать как бетонное.
Для восприятия сдвигающих усилий в вертикальных стыках

применяют также различные типы металлических соединений (в

виде свариваемых между собой закладных металлических дета¬

лей, болтовые и др.). Такие соединения позволяют уменьшить или

свести к нулю объем монолитных работ, обеспечивают включение

в работу связей сразу после их устройства, в то время как шпоноч¬

ные соединения полноценно сопротивляются усилиям сдвига лишь

после того, как бетон замоноличивания наберет расчетную проч¬

ность. Основной недостаток металлических соединений — увеличе¬

ние расхода стали.
36

Функции связей сдвига между стенами выполняют также пере¬

секающие стык панели перекрытий и монолитные обвязки (венцы),

устраиваемые в ряде случаев в уровне перекрытий. Если сопротив¬

ление сдвигу перекрытий обеспечивает совместную работу стен при

всех комбинациях расчетных воздействий, то по высоте стеновых

панелей можно не предусматривать дополнительных связей сдвига.

В этом случае вертикальные торцы стеновых панелей могут быть

плоскими. Однако для улучшения звукоизоляции разделяемых
а}
5)
г
I
1
4- 1

1
1 _
о
■ * .

. .0

% ■.
п
1
1 t
-
г'
1 1

J -
W 1
1 Г1
1
	и.
А
■.*
о ^
h чч

i
j
и
—rh—
*
7
г <
LJ
- -Ч*
Рис. 2.1. Типы вертикальных стыко¬

вых соединений стеновых панелей
а — горизонтальные сечения; б — верти¬

кальные сечения
стенами помещений~вертикальному торцу целесообразно придавать-

неплоскую форму, создающую лабиринтность для прохождения

звука в местах возможных трещин между стеновыми панелями и

бетоном замоноличивания стыка. Основные типы вертикальных

стыковых соединений стеновых панелей показаны на рис. 2.1.
2.2.	ПРОЧНОСТЬ И ЖЕСТКОСТЬ ВЕРТИКАЛЬНЫХ

СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ ПРИ СДВИГЕ
2.2.1.	Методика испытаний
Для определения прочности и жесткости вертикальных стыко¬

вых соединений при сдвиге проведены многочисленные испытания

опытных образцов. Эти испытания можно разделить на две группы.

К первой отнесены испытания стыковых соединений, соответствую¬

щие конкретным проектным решениям, ко второй — испытания ис¬

следовательского характера для выявления влияния тех или иных

факторов.	—
При проведении испытаний первой группы обычно стремятся:

создать истинное напряженное состояние стыка, характеризуе¬

мое напряжением при сдвиге тху и нормальными напряжениями

ах и ау (рис. 2.2, а):
37

сохранить реальное конструктивное оформление стыка — вид

торцовых частей (боковых поверхностей), расположение и способ

сцепления горизонтальной арматуры, проходящей через стык, мо¬

нолитный пояс перекрытия и элементы перекрытия, перевязываю¬

щие стык;
Рис. 2.2. Обозначение усилий (а); схемы опытных образцов, предназначенных

для испытаний (вертикальных стыков на сдвиг (б — г); напряжения по оси сты¬

ка при b/7i = 0,7; y/i = 0,6; klh = 0,1; Ulh = 0,2 (д—з)
1 — жесткая балка: 2 — затяжки; 3 — перекрытие
учесть влияние усадки бетона для замоноличивания, прояв¬

ляющееся в виде потери связи (адгезии) между бетоном элементов

и бетоном для замоноличивания, в результате чего может образо¬

ваться вертикальная трещина вдоль торцовой части элемента;
применить такую же технологию изготовления стыка, в част¬

ности способ укладки бетона для замоноличивания (раствора),

как и в построечных условиях.
38

При проведении испытания второй группы выполняют не все

перечисленные условия, что позволяет упростить испытания и до¬

биться лучшей сопоставимости результатов испытаний образцов,

в которых варьируется какой-либо один параметр.
- Напряженное состояние стыка в опытных образцах зависит от

вида и способа опирания и нагружения образца, а при одном и

том же виде — от соотношения материалов, из которых выполнен

стык. Напряженное состояние стыка в ходе испытания изменяется

в зависимости от образования и развития трещин и от разрушений
V гР
8}
1 i
j
6y/t°
V -7 -2
I ... 1 .
0,59
/+
| 7,05
Рис. 2.3. Вид опытного образца (а), изменение

на.п,ряжений сто оси стыка (б, в) при b//i=0,5;

5 yii~ 0,165; t/b = 0,033
i — жесткая балка; 2 — затяжки; 3 — перекрытие
V//////AV/^V/?///A^77777,
бетона. Все описываемые ниже образцы в основном были пред¬

назначены для исследования поведения стыков в упругой области.
Чаще всего опытные образцы проектируют Г-образными

(рис. 2.2, б и е). Применяют также образцы, в которых сдвигающая

сила передается через металлические жесткие балки (рис. 2.2),

прикрепленные посредством болтов; преимущество указанных об¬

разцов заключается в том, что стеновые элементы имеют простой

прямоугольный вид. По схеме на рис. 2.2 можно проводить также

испытания стыков взаимно перпендикулярных стен. В практи¬

ческом отношении более удобен опытный образец по рис. 2.22, но

Для сохранения равновесия при его применении требуются добавоч¬

ные горизонтальные усилия Я.
У опытного образца на рис. 2.3, а вертикальное усилие Р, дей¬

ствующее по оси стыка, передается посредством стальной балки
2
на оба стеновых элемента, сдвигающих усилие Т = ^Р.
В описанных образцах напряжения при сдвиге т распределя¬

ются неравномерно по высоте стыка. На рис. 2.2, д и 2.3, б пока-
39

зано отношение напряжений к среднему сдвигающему напряже¬

нию в стыке т0 = TIF6t где F6 — площадь стыка. Распределение

напряжений у образцов по рис. 2.2 более равномерное, чем у об¬

разцов по рис. 2.3. Здесь также видно, что горизонтальное напря¬

жение о у не равно нулю,'* хотя равнодействующая Ny = 0.
Недостатком указанных образцов является то, что сдвигающее

усилие сосредоточено на конце испытываемого стыка. В результа¬

те образуются пики напряже¬

ний, которые могут исказить

результат испытаний, в част¬

ности у образцов с большой

длиной стыка (на высоту од¬

ного этажа). Для устранения

такого недостатка был исполь¬

зован прием, показанный на

рис. 2.4, где сдвигающее уси¬

лие передавалось посредством

жесткой стальной рамы, при¬

крепленной болтами вдоль сты¬

ка к стеновым элементам. Если

же болты, проходящие через

элементы, прикреплены ~к сталь¬

ной раме на определенном рас¬

стоянии от лицевой стороны

стены, то они при передаче уси¬

лия Т действуют как упругие

пружины, так что при доста¬

точно жесткой раме можно до¬

биться почти равномерного рас¬

пределения сдвигающих напря¬

жений. Такой способ-нагруже¬

ния используют при испыта¬

ниях стыков на полную высо¬

ту этажа.
Все указанные образцы можно нагружать также горизонталь¬

ной внешней силой Ny. Более сложным является нагружение вер¬

тикальной силой Nx, которая является также и функцией сдви¬

гающей силы Ту так что напряжение ох зависит, от ширины b

элементов (таким путем прослеживалось влияние вертикального

напряжения в ходе испытаний [53]). Вертикальную силу можно

увеличить путем использования предварительно-напряженных тяг

(рис. 2.2, г, 2.3, а). Сопряжение стеновых элементов необходимо

в тех случаях, когда стеновой элемент состоит из нескольких ча¬

стей и через элемент проходит конструкция перекрытия.
Для испытаний использовались также образцы, показанные на

рис. 2.5 [59, 60]. Однако их недостатком является наличие нормаль¬

ной силы Ny, величина которой, зависящая от способа опирания

образца, при проведении испытаний не всегда однозначна.
Рис. 2.4. Двухэлементный образец с

распределенной передачей сдвигающе¬

го усилия
а — общий вид; б — горизонтальное сече¬

ние; в — касательные напряжения
40

Образцы нагружали кратковременно возрастающей нагрузкой

вплоть до разрушения. Проводили также испытания на знакопе¬

ременную (повторную) нагрузку с целью проверки поведения сты¬

ков при действии знакопеременных ветровых и сейсмических на-
Ь8
м
/
) М М t f t t t
		'	У A
A ^ д £ д . д д д д д /
У//.У////Ш' 2	*
Рис. 2.5. Трехэлементный образец

a — постановка испытания; б, в — напряжения вдоль стыка
грузок. При испытаниях измеряли вертикальный взаимный сдвиг

элементов и горизонтальное раскрытие 6 стыка. Данные о гори¬

зонтальном раскрытии стыка были использованы для оценки при¬

чин образования трещин в вертикальных стыках панельных зданий.
2.2.2.	Результаты испытаний
Под руководством Е. Горачека в Научно-исследовательском

институте строительного производства в Праге (ВУПС) были

проведены испытания М. Фрицом (в дальнейшем изложении такие

испытания обозначены] через ВУПС/Ф) и Б. Чейпа ^(испытания

ВУПС/Ч-Г). Исследования, проведенные Д. Пуме в Научно-иссле¬

довательском строительном институте СУ-ЧВУТ в!1 Праге, обозна¬

чены через СУ/П. Указанные испытания будут рассмотрены более

детально, так как их результаты до сих пор в сводном виде опубли¬

кованы не были.
По другим исследованиям приведены лишь основные результа¬

ты и выводы: по испытаниям ДИА/Г-0, осуществленным К. Гансе¬

ном и С. Олесеном в Инженерной академии в Копенгагене (ДИА),

по исследованиям, проведенным во французском Научно-иссле¬

довательском институте строительных конструкций ЦЕС М. Пом-

мере (ЦЕС/П) и Ж. Фошаром и П. Кортини (ЦЕС/Ф-К), по испы¬

таниям, осуществленным в лабораториях английской фирмы «Д. Ла-

инг» (обозначение «Лаинг»).
41

Рис. 2.6. Типы

опытных .образцов,

ис1п о л ьз ов а н н ы х

при ^испытаниях

ВУПС/Ф (размеры

в см)
а — тип I; б—тип II;

в — тип IV; г — тип

V; 1 — затяжки
ml-П 1\~
•> Т
nol-I i
±.
л
¥
I
60
лоЛ-Е
±
Л

Результаты всех указанных испытаний были отражены в отчете

[55] и работах [61, 64, 70].
Испытания ВУПС/Ф [51, 52]. Опытные образцы имели размеры

согласно рис. 2.6. Были испытаны образцы пяти типов:
I	— фрагмент стыка без перекрытия; II — фрагмент стыка с

монолитным поясом1 посередине образца; III —то же, с монолит¬

ными поясами половинной высоты по краям образца; IV — фраг¬

мент стыка со сборными перекрытиями; V — фрагмент стыка вза¬

имно перпендикулярных стен, объединенных панелями перекрытий.
Испытания проводились с 1969 по 1975 г. Основная их цель за¬

ключалась в проверке несущей способности стыков типовых и не¬

которых вновь проектируемых панельных зданий. Были испыта¬

ны стыки следующих чехословацких серий панельных зданий:
Т 06 с полукруглым пазом и стенами толщиной 14 см—рис.2.7,а—г,

м\ Т 08 с полукруглым пазом и стенами толщиной 19 см—рис. 2.7, д;

Т 06 с трапецеидальными пазами (в практике реализованы не

были) — рис. 2.7, ей ж; НКС-КВ с треугольным пазом и стена¬

ми толщиной 15 см — рис. 2.7, з, и\ Т 06 Б-КВ — (керамзит)

с трапецеидальным пазом и стенами из керамзитобетона толщи¬

ной 20 см, с бетоном замоноличивания и с элементами перекры¬

тия из обычного бетона — рис. 2.7, и, к, л.
Размеры стыков и расположение арматуры показаны на

рис. 2.7, показатели прочности материалов приведены в табл. 2.1.
Так как в результате усадки бетона замоноличивания и панелей

в вертикальных стыках панельных зданий образуются трещины

шириной 0,1 мм и более, то у большинства образцов до испытания

создавалась искусственная начальная трещина между бетоном за¬

моноличивания и элементами. Такая трещина моделировалась

следующим образом: боковые поверхности стеновых панелей были

покрыты слоем краски или заклеены фольгой с целью предотвра¬

щения сцепления бетона для замоноличивания с элементами. Ис¬

кусственных трещин не было лишь при испытаниях, обозначен¬

ных в табл. 2.1 порядковыми номерами 13—18 и 45—47.
Способ разрушения бетона в стыке или же разрушения торцо¬

вых частей (зубцов) элементов проследить было трудно, так как на

поверхности образцов можно было наблюдать лишь небольшой

слой бетона замоноличивания (толщиной 2 см). Видимая трещина

на поверхности образовалась сначала на участке между сжатым

элементом и бетоном замоноличивания; позже появились косые

трещины в области железобетонного монолитного пояса (рис. 2.8).
В ходе испытаний с помощью индикатора часового типа с пока¬

заниями в сотых долях миллиметра измерялись взаимный сдвиг и

смежных элементов в вертикальном направлении, а также гори-
1Монолитный пояс на уровне перекрытий (с продольной арматурой) об¬

разуется в результате заполнения зазора между торцами элементов перекры¬

тия бетоном замоноличивания.
43

Таблица 2.1 Результаты испытаний ВУПС/Ф
Экспериментальные данные
Расчетные дан-
u UP
Обозначение
Л OIC
опытных образцов
кубиковая прочность бетона

Лк. МПа
о X

s *
э *
Г? W
Л
6
§
«ас
JQ
Н
О
о
X
УО
к
к
&
со
3®.
5м
а .
>0 и

о £
о
с
в
3^
Ь <N

О
2?
S*
о 2

В S
«
О
и
О
S
ь
к
Ч со

о о
К
К
н
3
а
*
о со

|&

sr?
Ч СО
8*

= ь
° О
S

о *
Ьй
Н “
о
им
о
С X

о
S П
Я о

0) К
■ 1"
Ё Е-н
с
К 0
с о
а
X к
V
сх
Л*
я»
а*
±

о 3
о И

V о
^ и
о 3
£ S
ь с
Ь О. ’
и 5
н
о
55 Б
Б
С со
а> Н

Я о
s*
(D Н

X о
о с
1
2
3
4
б
6
7
8
9
10
11
12
1
2
3
4
5
6

7
/
а
30
30
30
29
30

29
17
17
17
22
23
23
—
—
125.5
74.8
74.8
125.5
74.8
74.8
228
198
234
180
216
198
200
330
190
160
110
202
162
162
232
198
198
1,13
1,22
1,45
0,77
1,09
1
8
9
10

11

12
б
30
30
30
31
28
24.
24
24
24
28
28
28
—
—
23.5
23.5
23.5
23.5
23.5
23.5
195
126
180
128
144
102
280
280
118
118
118
118
118
118
1,65
1.07

1,53
1.08

1,22

0,86
13
14
15
16
17
18
/V
г
33
33

32
34

34

32
18
20'
21
22
22
19
18
20
21
22
22
19
33
33

32
34

34

32
143.7
143.7
143.7
206.9
206.9
206.9
432
504
522
558
576
552
1380
1400
1240
1240
393
401
402

465

469

445
1,1
1,26
1,3
1,2
1.23
1.24
19
20

21

22
//
в
35
32
34
26

27

’ 27
26
27
27
—
123.8
123.8
123.8
327
342
324
230
280
292
297
297
1.12
1,15
1,09
23
24
е
30
31

28
26
30
30
26
27
27
—
123,8'
123.8
123.8
324
288
287
310
440
251
261
261
1,29
1,1
1,1
25
26

27
III
ж
28
30
28
19

' 21

22
22
23
27
—
123.8
123.8
123.8
252
270
288
220
250
221
229
238
1,14
1,18
1,21
28
29
11
е
15
32
21
20
28
28
1
—р-
186.9
186.9
432
432
—
288
285
1,5
1,52

Продолжение табл. 2.1
1
2
1 3
4
5
6
7
8
9
10
11 1
1 12
30
II
3
32
22
22
110,3
274
120
239
1,15
31
32
22
22

110,3
303
120
239
1,27
32
32
22
22

110,3
291
120
239
1,22
33
32
19
19

110,3
213
330
172
1,24
34
32
19
19

110,3
219
70
172
1,27
35
36
л
31
24
26

186,9
522
370
379
1,38
о
30
24
26

186,9
534
360
381
1,4
37
/
м
27
21


121,1
159
270
137
1,16
38
1
27
21


121,1
179
—
137
1,3
39
II
к
27
21
26
171,7
291
310
267
1,09
40
27
21
26

171,7
289
—
267
1,08
41
27
21
26

171,7
283
—
267
1,06
42
IV
А
27
21
26
43
206,1
553
710
417
1,33
43
27
21
26
43
206,1
547
320
417
1,31
44
27
21
26
43
206,1
504
590
417
1,21
45
V
М
35
23
28
35
160,3
462
920
337
1,37
46
35
24
30
35
160,3
558
340
.337
1,65
47
33
25
30
33
160,3
468
980
329
1,42
48
30
18
25
30
160,3
396
970
315
1,26
49
32
19
26
32
160,3
432
880
325
1,33
50
34
19
26
34
160,3
432
480
330
1,31
зонтальное раскрытие стыка б (рис. 2.24). При нагрузке 0,5 Тои

смещение было мало и составляло несколько сотых долей милли¬

метра; при нагрузке, приближающейся к Топ, сдвиг и был в пре¬

делах 0,4—2,5 мм. Зависимость сдвига и от нагрузки носила нели¬

нейный характер (рис. 2.40). В столбце 10 табл. 2.1 приведена жест¬

кость стыка, равная отношению сдвигающей нагрузки Т$ к сдви¬

гу и при нагрузке 7g = 0,9ТОП.
Испытания ВУПС/Ч-Г [53, 54]. Опытные образцы были изго¬

товлены из бетона с мелкозернистым заполнителем (так называе¬

мого микробетона) в масштабе 1 : 5. Размеры моделей показаны на

рис. 2.9. Испытывались лишь стыки со шпонками, без учета моно¬

литного пояса перекрытия и панелей перекрытия.
Испытания проводились с целью исследований несущей способ¬

ности шпонок в зависимости от их размеров и поперечной арматуры.

Особое внимание было уделено определению величины горизон¬

тального усилия, необходимого для обеспечения работы шпонок.

Поэтому исследованию подвергались также стыки с весьма слабой

горизонтальной арматурой с целью получения кривой зависимо¬

сти несущей способности Т от предельного усилия в арматуре N&

от самого начала.
45

S)
.= 2Ф8А-8 =J

или А'Ш
ч
6)
Ф16А-Ш
МЦ
■да
Ф1ПШ
y^uj
\чч\ч\
^гг~-
<мот
е)
« tll« у J	\ \ \\\ \
lljj$0.55 A
2ФЮАШ
Были испытаны следующие типы стыков (рис. 2.10):

тип I со шпонками во всей толщине стены с углом наклона опор¬

ных поверхностей шпонок по отношению к горизонтали А — а =

= 0° (рис. 2.10, а); Б — а = 45° (рис. 2.10,6); В — а = 56°

(рис. 2.10, в);
тип НБ с трапецеидальным пазом и углом наклона опор¬

ных поверхностей шпонок по отношению к горизонтали а = 45°

(рис.. 2.10, г);
тип Д с полукруглым пазом, применяемым в домах системы

Т 05 Б (рис. 2.10, д);
тип Б с трапецеидальным пазом, применяемым в домах системы

НКС (рис. 2.10, е).
46

*)
л
1ФП кШ
3)
и)
L\\SX\\v^~
зГ^.
§
*
д
^Si
Jf_
^С5
Фют

х-
2ФЮАШ
Рис. 2.7. Типы стыков, использованных при испытаниях ВУПС/Ф (размеры

в см)
а—г, м — тип Т 06-Б; д—ж — тип Т 08-Б; з — тип НКС-КВ; и—л — тип КВ-Кер
Размеры стыков и расположение арматуры показаны на

рис. 2.10, величины прочности материалов приведены в табл. 2.2.
Все опытные образцы имели искусственные начальные тре¬

щины, полученные путем покрытия боковых поверхностей стеновых

панелей краской. Поперечная арматура всех образцов, кроме № 10

и 11 типа 1Б, проходила через стык непрерывно с целью исключения

влияния стыкования арматуры при оценке результатов испытаний.
47

Таблица 2.2 Результаты испытаний ВУПС/Ч-Г
Обозначение
опытных
образцов
Экспериментальные данные
Расчетные
данные
толщина стены,

мм
кубиковая

прочность

бетона

для замо-

ноличива-

ния

Як, МПа
предель¬

ное

усилие

в армату¬

ре na,
кН
несущая
[способ¬
ность
кН
способ разруше¬

ния по рис. 2.24
cd
*
5s
й*
Sac

§*

5 и
4> О

**
несущая способ¬

ность стыка Т,

кН
2/П02
ЭИНЭШОНХО
номер
испытания
тип стыка

по рис. 2.10
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
1
1А
29
19,8
0,06
4,67
в
18
_
2
29
27,5
0,35
9,52
в
23
—
—
3
29
22
1,42
13,60
в
29
9,47
1,44
4
29
18,8
5,88
18
в
183
13,7
1,31
5
IE
28,5
13,9
0,06
2,25
а
37
6
28
16,7
0,06
2
а
118


7
28
16,7
0,35
2,8
а
48
1,75
1,6
8
28,5
14,3
1,05
5
а ,
42
5,25
0,95
9
28,5
14,3
1,42
'8,5
в
42
7,1
1,2
10
28,5
14,3
2,27
7,7 •
в
53
7,51
1,03
11
28,8
16
2,27
7,8
в
76
9,49
0,82
12
28,8
19 '
5,88
16
в
107
13,35
1,2
13
IB
28,8
15,3
0,06
1,39
а
19
14
28,8
19,6
0,35
2,67
а
43


15
28,8
21,5
1,42
6,66
а
39


16
30
21,5
5,88
16,6
в
35
12,61
1,32
17
НБ
28,6
19,7
1,42
5,81
а
5,28
1,1
18
28,7
19,7
1,42
6,7
а
37
5,28
1,27
19
28,7
19,7
1,42
5,65
а
40
5,28
1,24.
20
28,5
19,7
1,42
5,77
а

5,28
1,09
21 ‘
28,4
19,7
1,42
7
а
41
5,28
1,33
22
28,4
19,7
1,42
6,2
*
а
—
5,28
1,17
23
д
28
20
0,71
6,3
г
43
3,55
1,77
24
28
20
1,42
8,1
г
51
5,67
1,43
25
28
20
2,13
8,5
б, г
59
6,24
1,36
26
28
20
8,82
13,2
б, г
29
11,59
1,14
27
Е
28 ^
20
0,71
4,2
г, б
36
3,55
1,18
28
28
20
1,42
5
г, б
26
4,61
1,09
29
28
20
2,13
7,1
б
44
5,18
1,37 '
30
28
20
8,82
13
б
43
10,53
1,23
48

Арматуру до замоноличивания стыков вставляли в каналы в сте¬

новых элементах и заливали смесью цемента с эпоксидной смолой.
Определенное число опытных образцов было снабжено вместо

забетонированной поперечной арматуры специальным устройст¬

вом для измерения горизонтального усилия распора. Результаты

таких испытаний в табл. 2.2 не приводятся.
Способ разрушения стыка был хорошо виден на поверхности

образцов типа I со шпонками по всей толщине стены (рис. 2.11 и
2.12). У образцов с трапецеидальным и с полукруглым пазами раз¬

рушение можно было наблюдать после отделения одной стеновой

панели от другой (рис. 2.13), при этом на одной из панелей остава¬

лась большая часть бетона замоноличивания.
Смещения а и б измерялись с помощью индуктивных датчиков.

При нагрузке 0,ЬТоа смещение было в пределах 0,1—0,6 мм, при

нагрузке 0,9Т0П — 1—3 мм. В столбце 8 табл. 2.2 указана жест¬

кость, соответствующая уровню нагрузки 7g = 0,9 Топ.
Горизонтальное раскрытие б (ширина раскрытия трещины) бы¬

ло обычно меньше вертикального смещения и, причем отношение

и/б зависело как от угла наклона а опорных поверхностей шпонок

(что можно было ожидать), так и от уровня нагрузки стыка (что

связано с работой шпонки по мере возрастания нагрузки).
Рис. 2.8. Разрушение образца

типа II в
Рис. 2.9. Опытный образец, ис •

пользованный при испытаниях

ВУПС/Ч-Г (размеры в см)
49

S)
Щ
У о5разцо8

JV40 и //
т.
т.
щ
- HZ
*22
и:
Рис. 2.10. Типы

и размеры (в

см)) стыков,

использованных

при испытани¬

ях ВУПС/Ч-Г
а — тип IA; б —

тип 1Б; в — тип

IB; г — тип НБ;

д — тип Д; е —

тип £
50

Испытания СУ/П [64]. Опытные образцы состояли из двух

железобетонных элементов, соединенных стыком (рис, 2.14). Ис¬

пытания проведены в 1972—1974 гг. Форма опытных образцов была

определена на основании результатов расчета их напряженного

состояния в упругой области до образования трещин. Напряжен¬

ное состояние было рассчитано для опытных образцов, состоящих

из элементов постоянной ширины 40 см и переменной высоты от 50
Рис. 2.11. Разрушение образца типа Рис. 2.1.2. Разрушение образца ти-

IB в ходе испытания № 8	па 1Б в ходе испытания № ;11
».
до 250 см. Расчет подтвердил, что по мере возрастания высоты

стыка в образце такой формы неравномерность хода изменения на¬

пряжения при сдвиге уменьшается по оси стыка. Учитывая тех¬

нические возможности лаборатории, была принята высота стыка,

равная 90 см.
Испытания стыков носили исследовательский характер. Кон¬

структивное решение опытных образцов в целом соответствовало

решениям стыков, принятым в реальных проектах, но имелись и

некоторые отличия. Ширина зубцов в стыкуемых поверхностях рав¬

нялась толщине элементов, что позволяло хорошо прослеживать

образование и развитие трещин в бетоне замоноличивания. Стерж¬

ни, проходящие через стык, были расположены в каждой шпонке.

У части стыков стержни арматуры были соединены сварными шва¬

ми, что уменьшало податливость соединения стержней арматуры.
51

Исследуемые типы стыков показаны на рис. 2.15. У всех типов

стыков вертикальное расстояние между стержнями арматуры сос¬

тавляло 28 см. У первого типа стыков (2.15, а) высота шпонок рав¬

нялась 7 см; прямые стержни арматуры диаметром 10 мм, изготов¬

ленные из стали А-I, соединенные сварными швами, проходили

через стык. Второй тип стыков (рис. 2.15,6) отличался от перво¬

го лишь высотой шпонок, равной 14 см. У третьего типа стыков

(рис. 2.15, в) высота шпонок 9 см, стержням арматуры диаметром
10 мм придан вид противоположных петель, через которые прой¬

дет вертикальный стержень. Четвертый тип стыков (рис. 2.15, г)

отличался от третьего лишь высотой шпонок, которая равнялась
14	см. Используемые стержни имели диаметры 7, 10 или 14 мм.

Испытывали также стыки с гладкими стыкуемыми поверхностями

(без шпонок).
Основные данные, касающиеся свойств материалов для изго-1

товления опытных образцов, приведены в табл. 2.3. Прочность бе¬

тона замоноличивания у всех испытываемых образцов была одина¬

кова. Также одинакова прочность бетона соединяемых элементов.

Коэффициент армирования стыков при использовании стержней

диаметром 7, 10 и 14 мм составлял соответственно 0,0018, 0,0037 и

0,0074.
т
г
Рис. 2.13. Торцы стеновых элемен¬

тов после разрушения образца ти¬

па Е в ходе испытания № 29
Рис. 2.14. Опытный образец, ис¬

пользованный при испытаниях

СУ/ГТ (размеры в см)
52

Образцы нагружались монотонно возрастающей нагрузкой (без

разгрузки), но с перерывами для регистрирования показаний из¬

мерительных приборов. Нагружение стыков продолжалось также

и в пластической области после достижения наибольшего значения

несущей способности Ти. В ходе испытаний на нагрузку измеряли

деформации бетона замоноличивания с помощью датчиков сопро¬

тивления, расположенных в виде розеток, а также деформации

стержней арматуры в бетоне замоноличивания. Взаимные смеще-
<Р10Н
5)
В)
3 8 3

-тИ'" **
ФЮА-1
*1ДМ-1
3 8 3

гг
П
Ас
Рис. 2.15. Типы и размеры (в см) стыков, использованных при испытаниях

СУ/П
ния элементов в вертикальном и горизонтальном направлениях

(рис. 2.16 и 2.17) определяли с помощью индуктивных датчиков.
Испытания ДИА/Г-0 [66]. Образцы в масштабе 1 : 2 имитиро¬

вали вертикальный стык на высоту одного этажа с монолитными поя¬

сами перекрытия. Размеры опытных образцов и схема испытаний

показаны на рис. 2.18. Размеры распределительного устройства

были определены так, чтобы при нагружении усилием Р в стыке
действовало сдвигающее усилие Т = ^ Р.
При всех испытаниях размеры шпоно^, проходивших по всей

толщине стены, были одинаковы (рис. 2.18), изменялась лишь проч¬

ность бетона замоноличивания. Шпонки по всей толщине стены

позволили прослеживать развитие трещин в стыке.
Были испытаны следующие типы стыков (табл. 2.4):

тип I, в которых монолитный пояс за счет создания зазора был

исключен из работы на сдвиг. В зависимости от оформления поверх¬
бЭ

ностей стыков (искусственная трещина), от распределения попереч¬

ной арматуры (в монолитном поясе или в стыке)и от способа нагру¬

жения стыки типа I обозначены в табл. 2.4 буквами а—д. Попереч¬

ная арматура была сосредоточена в монолитном поясе и лишь у ти¬

па I д она распределена по высоте и соединена посредством петель

(см. рис. 2.18);
тип II с непрерывным бетонным монолитным поясом.
Рис. 2.16. Испытание стыка СУ/П	Рис. 2.17. Разрушение образца по
рис. 2.15, в
Прочность R^.u бетона замоноличивания, приведенная в столб¬

це 3 табл. 2.5, была определена на цилиндрах диаметром 15смивы-

сотой 30 см. В вертикальном направлении опытные образцы были

стянуты зятяжками (тягами), предварительное напряжение в ко¬

торых вызывало нормальные сжимающие напряжения ох в образ¬

цах, равные в среднем 1 МПа.
Площадь одной шпонки равнялась Fm = 5 • 4 = 20 см2, все¬

го было 15 шпонок, так что сумма площадей составляла о =

= 15 • 20 = 300 см2. У стыков типа I площадь стыка составляла

F6 — 5 • 120 = 600 см2, Fm.0/F6 = 0,5.
Искусственная трещина в стыке создавалась лишь у стыков

типа 15 и 116.
При постепенном нагружении появились сначала вертикаль¬

ные трещины вдоль стыка элементов с бетоном замоноличивания
54

(поскольку заранее не была создана искусственная трещина), а за¬

тем уже образовались косые трещины, исходящие из внутренних

углов шпонок (т. е. трещины, показанные на рис. 2.24, в). При раз¬

рушении раскрылись некоторые косые трещины, а некоторые шпон¬

ки сдвинулись вдоль вертикальной трещины (см. рис. 2.24, б). Мо¬

нолитный пояс перекрытия разрушился в результате образования

косой трещины, как и при испытаниях ВУПС/Ф.
Рис. 2:18. Тип и (размеры (в см) образцов, использованных при испытаниях

ДИА/Г-0
/ —затяжки
Результаты измерения смещений и были заимствованы из диа¬

грамм, приведенных в отчете [66]. В столбце 6 табл. 2.5 жесткость

Коп рассчитана на основании смещений, замеренных при нагрузке

на пределе несущей способности. Были определены также и жестко¬

сти K0tз и /Со,6 Для уровней нагрузки 0,3 и 0,5 разрушающей. Эти

жесткости были близки по величине. Среднее значение отношения

жесткостей К0у5^оп равнялось 2, 3. Раскрытие б стыков по диа¬

граммам, приведенным в [66], было примерно такое же, как и сме¬

щение и.
Испытания ЦЕС/П [67]. Размеры опытных образцов показаны

на рис. 2.19. Было испытано 110 образцов. Испытания носили пре-
55

Таблица 2.3 Результаты испытаний СУ/П
Обозначение
образцов
Экспериментальные данные
Расчетные данные
кубикова я

прочность бе¬

тона R МПа
предельное

усилие в

арматуре

Na, кН
несущая
способ¬
ность
стыка
^ОП'
способ разруше¬

ния по рис. 2.24
а
О
*
н
о
н 2

о ^
м*
несущая

способ¬

ность

стыка,

Т, кН
отношение
номер
испытания
тип стыка по

рис. 2.15
стенового
элемента
стыка
1
а
42
24
118,8
190
б,в
462
191
0,99
2
а
42
24
118,8
195
б,в
428
191
1,02
3
б
42
24
118,8
284
б,в
580
274
1,04
4
б
42
24
118,8
252
6,6
709
274
0,92
5
в
42
24
118,8
275
в
309
218
1,26
6-
в
42
24
118,8
260
в
293
218
1.19
7
г
42
24
60,3
163
в
333
227
0,72
8
г
42
24
60,3
160
в
306
227
0,7
9
г
42
24
118,8
300
б
318
274
1,09
10
г
42
24
118,8
280
б,в
245
274
1,02
11
г
42
24
250,3
420
б,в
274
379
1.11
12
г
42
24
250,3
400
в ,г
252
379
1,06
Таблица 2.4 Типы стыков в испытаниях ДИА/Г-0
Тип I
а
Без искусственной трещины между торцом элемента и бетоном

замоноличивания
б
Особенно хорошее сцепление бетона замоноличивания с элементом
в
20 циклов знакопеременной нагрузки до разрушения
г
Искусственная трещина между торцом элемента и бетоном замо¬

ноличивания
д
Арматура, распределенная по высоте стыка
Тип II
а
Без искусственной трещины в стыке
б
С искусственной трещиной в стыке
56

Таблица 2.5 Результаты испытаний ДИА/Г-0
Обозначение опытных

образцов
Экспериментальные данные
Расчетные данные
цилиндри¬

ческая

прочность

бетона за¬

моноличи¬

вания

МПа
предельное

усилие

в арматуре
"а.кН
несущая

способ¬

ность

- стыка
^011 >
жесткость
стыка
*оп.
кН/мм
несущая

способ¬

ность

Т. кН
ait:

* й

а*-
|и
Н н
5 с
номер
испытания
тип сты¬

ка по

рнс. 2.18

и табл.

2.4
1
2
3
4
5
6
7
8
1
I, а
30
22,33
107
357
94,9 .
1,13
2
33
56,28
175
500
140,6
1,25
3
33
99,44
192
640
170
1,13
4
17
56,28
80
320
92,9
0,86
5
55
56,28
208
594
182
1,14
6
I, б
26
62,31
200
127,5
1,56
7
24
126,56
192
—
163,2
1,18
8
26
56,28
142
473
120,2
1,18
9
I, в
26
66,33
111
128,6
0,86
10
24
74,37
109
—
127,7
0,86
И
26
76,38
140
—
135,5
1,04
12
I, г
28
76,38
113
141,9
0,80
13
31
64,32
150
—
141,8
1,06
14
32
140,12
134
—
195,5-
0,68
15
34
56,28
150
375
142,6
1,05
16
24
78.39
142
—
130,4
1,09
17
1, д
32
44,46
142
284
153,5
0,93
18
27
44,46
108
432
137,6
0,78
19
25
104,50
221
368
178,1
1,24
20
25
104,50
171
178,1
0,96
21
II, а
22
58,29
166
146,3
1,13
22
22
113,00
213

183,5
1,16
23
22
257,28
244
1220
279,4
0,87
24
28
257,28
250
714
304,6
0,82
25
30
80,40
133
—
192,2
0,69 .
26
II, б
25
140,12
158
—
212,5
0,74
Примечание. В испытаниях № 17 и 19 петли соединяемых элементов находились

непосредственно друг возле друга. В испытаниях № 18 и 20 петли соединяемых элемен¬

тов чередуются. В испытании № 23 арматура в монолитном поясе была предварительно

напряжена.
имущественно исследовательский характер. Изучалась эффектив¬

ность работы шпонок в зависимости от их геометрического вида

и шага расположения в стыке, исследовалась работа поперечной

арматуры, которая была распределена равномерно по высоте стыка.
57

Воздействия монолитного пояса пе¬

рекрытия или панелей перекрытия

не прослеживались.
Стык имел относительно большое

поперечное сечение, равное 18 X

18 см (рис. 2.19). Боковые поверх¬

ности элементов были либо гладкие,

либо шереховатые, что достигалось

путем вставления ребристого метал¬

лического листа в форму (резуль¬

таты испытаний такой поверхности

здесь не приводятся), либо со шпон¬

ками. Шпонки проходили по всей

толщине или имели вид пирамиды,

причем отношение Fm.JFб площади

РШо всех шпонок к площади стыка

F6 изменялось в широких пределах

от 0,04 до 0,67.
Поперечная арматура имела вид

крюков (рис. 2.20, а) или петель

(рис. 2.20, б). Арматура в виде крю¬

ков имела средний предел текучести

Ra = 305 МПа. Петли были изго¬

товлены по большей части из арма¬

туры со средним пределом текучести

Ra = 322 МПа, однако использо¬

валась также и упрочненная арма¬

тура с условным пределом текучести

Ra = 483 МПа и проволока с вмя¬

тинами Ra = 610 МПа.
Прочность бетона определяли на

цилиндрических образцах диаметром

16 см и высотой 32 см; средняя

прочность бетона элементов состав¬

ляла Яц = 45,8 МПа. Прочность бе¬

тона замоноличивания изменялась в

широких пределах (от 5,3 до 35,6

МПа), средний показатель прочности

Яц.м — 19,5 МПа.
У большинства опытных образцов во второй половине програм¬

мы испытаний была создана искусственная трещина шириной при¬

мерно 0,2 мм между элементом и бетоном замоноличивания путем

отделения стеновых элементов домкратами; после удаления домкра¬

тов ширина раскрытия таких трещин уменьшилась до нескольких

сотых долей миллиметра.
Во время испытаний имели место три вида разрушения:

смещение — при уклоне опорных поверхностей шпонок а =
= 60°, а в исключительных случаях и а = 45°;
Рлс. 2.19. Тип и размеры об¬

разцов (в см), использованных

при испытаниях ЦЕС/П
1 — бетон замоноличивания; 2 —

болт; 3 — фрагмент панели
58

скалывание косой или вертикальной трещиной — наиболее

часто встречающийся вид разрушений; разрушение от скалывания

не было внезапным (не носило хрупкого характера); взаимный

сдвиг и элементов достигал при слабой поперечной арматуре зна¬

чения 0,3 мм, а при сильной — 1,5 мм;
смятие — разрушение, возникавшее при отношении высоты

шпонки к ее глубине hm!tm = 12; при отношении	= 6 ска-
Ф 15*12
nol-l
2*10
£
S3?
1
мч
V
V
1
1
У/
к//
i
^//
Y/(
//-
1
л
ж
ММ
по Л~Ж
&
Т_
-5
Г
У///У,
"1
Рис. 2.20. Расположение арматуры в стыках ЦЕС/П (размеры в см)
лывание происходило со значительными признаками смятия шпо¬

нок у опорных поверхностей.
Испытания ЦЕС/Ф-К [68]. Метод испытания здесь был такой

же, как и при испытаниях ЦЕС/П, т. е. в испыт'ательной раме,

представленной на рис. 2.19. Помимо сдвигающего уислия Т на

стык действовало также сжимающее нормальное усилие N0 пер¬

пендикулярно плоскости стыка, рама была расположена в гори¬

зонтальной плоскости. Предметом испытаний были горизонталь¬

ные стыки, нагруженные сдвигающим усилием Т и нормальным

усилием N0.
. Длина стыка составляла всегда 1г = 150 см. Поперечное се¬

чение стыков равнялось 16 X 9 см (рис. 2.21), т. е. ширина стыка,

как и при испытаниях ЦЕС/П, была относительно велика. Шпонки

проходили по всей толщине стены; расстояние между шпонками
59

равнялось 25 и 50 см, так что при длине стыка 150 см их было б

или 3.
Среднее значение цилиндрической прочности бетона элементов

составляло /?ц = 45 МПа, а среднее значение прочности бетона

замоноличивания #ц.м = 19,7 МПа.
Поперечная арматура, имеющая вид петель, была изготовлена

из стали диаметром 8 мм с R& = 338 МПа.
<рв
Рис. 2.21. Расположение арматуры в стыках Рис. 2.22. Тип и размеры

ЦЕС/Ф-К (размеры в см)	опытного образца (в см),
1 — болт	использованного при испы¬
таниях «Лаинг»
1	— распределительные блоки;
2	— преднапряженные затяжки
Все образцы имели искусственную трещину, созданную тем же

образом, как и при испытаниях ЦЕС/П. При нагружении образо¬

вались косые трещины, соединяющие углы противоположных кра¬

ев шпонок; стык разрушался от скалывания по косым или верти¬

кальным трещинам в шпонках.
При испытаниях [67] стыков со шпонками значения сдвигов,

соответствующие характеристическим точкам кривой (см. рис? 2.39),

изменялись: мр от 0,5 до 1,5 мм; им от 5 до 10 мм. При нагрузке

Т <L ОуЬТоп сдвиги и составляли десятые доли миллиметра.
Из результатов испытаний было определено среднее значение

нагрузки Т при максимальном раскрытии стыка б = 0,1 и 0,2 мм.

Для б = 0,1 мм было получено значение нагрузки Т равное 0,7Тои)

а для б = 0,2 мм — равное О^бТ^, так что влияние самого сдви-
60

Таблица 2.6 Результаты испытаний ЦЕС/Ф-К
Номер
испытания
Экспериментальные данные
Расчетные данные
относи¬
тельная
площадь
шпонок
^ш.о^б
внешняя

нормаль*

на и сила

Nc,

кН/м
предель¬

ное

усилие

в армату-

ре Nat
кН/м
несущая

способность

стыка Гоп,

кН/м
несущая

способность

стыка Т,

кН/м
отношение

ПТ = ТОП^Т
1
2
3
4
5
6
• 7
1
0,166
112,6
0
200
146,6
1,36
2
.0,166
112,6
112,7
. 283,3
236,8
1,2
3
0,166
337,9
112,7
464,7
417
1,11
4
0,332
0
112,7
250
203,2
1,23
5
0,332
112,6
0
245,3
203,2
1,21
6
0,332
112,6
112,7
350
293,2
1,19
7
0,332
225,3
0
350
293,3
1,19
8 .
0,332
450,5
0
490
473,5
1,03
тающего напряжения не^должно было бы вызывать образования

вредной трещины.
Испытания «Лаинг» [69]. Основная цель испытаний заключалась

в сравнении результатов, полученных на образцах высотой в один

этаж с арматурой, расположенной в монолитных поясах, с резуль¬

татами испытаний, проведенных на образцах высотой в среднем

180 см с поперечной арматурой, равномерно распределенной по вы¬

соте. Размеры опытного образца и схема испытаний показаны на

рис. 2.22; толщина стены равнялась 10 см. В ходе испытания обра¬

зец был установлен в горизонтальном положении. Усилия Т дей¬

ствовали не по оси стыка, так что равновесие пришлось поддержи¬

вать путем приложения добавочной пары усилий. Шпонки прохо¬

дили по всей толщине стены. Отношение площади шпонок к пло¬

щади стыка Fq = 262 • 10 = 2620 см2 составляло F^IFq = 0,5.

Монолитные пояса, расположенные по краям образца, имели по¬

ловинную высоту; они были установлены на слой раствора из по¬

лиэфирной смолы и притянуты металлическими тяжами. Усилие

натяжения соответствовало собственному весу несущей конструк¬

ции высотой 5—6 этажей. Искусственных трещин на образцах не

было.
В табл. 2.7 приведены характерные данные для трех троек об¬

разцов, причем в каждой тройке один образец имел арматуру лишь

в монолитном поясе, другой — только распределенную по высоте

стыка, а третий — в монолитном поясе и распределенную по высо¬

те стыка.
В графе 6 табл. 2.7 дано значение среднего предельного напря¬

жения при сдвиге топ, рассчитанное по формуле топ = T0JFq.
Стыки разрушались в результате либо скалывания, либо смя¬

тия шпонок.
61

Испытания стыков с гладкими торцами элементов [55, 64, 67,

68J. Если боковые поверхности стеновых элементов не имеют в про¬

дольном направлении выступов, то после заполнения зазоров бето¬

ном замоноличивания шпонки не образуются. На рис. 2.23 на ос¬

новании результатов, полученных в трех ранее упомянутых лабо¬

раториях, в графическом виде представлены средние предельные

напряжения при сдвиге Гоп = TJF^ в зависимости от напряжения
Рис. 2.23. Результаты испытаний стыков с гладкими торцами элементов
(Ту = NJpQy где через F5 обозначена площадь стыка. На том же

рис. 2.23 приведены также пределы кубиковых (или цилиндри¬

ческих) прочностей бетона замоноличивания.
В испытаниях ВУПС (на элементах типа Т 06 В с полукруг¬

лым пазом, но без выступов) одна часть опытных образцов имела

искусственную трещину и непрерывную арматуру в монолитном

поясе, а другая не имела ни поперечной арматуры, ни искусствен¬

ной трещины. Образцы без поперечной арматуры внезапно раз¬

рушились в стыке между бетоном элемента и бетоном замоноличи¬

вания; разрушение образцов с поперечной арматурой сопровож¬

далось резким возрастанием взаимного смещения и элементов пос¬

ле достижения предела текучести.
В лаборатории ЦЕС также были исследованы гладкие стыки

[67, 681 на образцах по рис. 2.19 с арматурой, распределенной по

высоте. Образцы имели искусственную трещину. Предельным счи-
62

Таблица 2.7 Результаты испытаний «Лаинг»
Номер
испы¬
тания
Экспериментальные данные
Расчетные данные
вид
армиро-
вания
цилинд¬

рическая

прочность

бетона

замоноли¬

чивания

Яц, МПа
цилинд¬

рическая

прочность

бетона

элемента

Яц, МПа
предель¬

ное

усилие

в армату¬

ре АГа,
кН
предель¬

ное

усилие

при сдви-
ге топ,

МПа
предель¬

ное

усилие

при

сдвиге т,

МПа
отноше¬

ние

пх =
=топ/т
1
2
3
4
5
6
7
8
1
а
*
17
21
187,7
2,06
1,84
1,12
2
б
24
22
454,8
3,53
3,01
1,17
3
в
20
21
376,4
2,65
2,59
1,03
4
в
24
34
487,4
4,1
3,11
1,32
5
а
28
34
291
2,63
2,69
0,98
6
б
27
35
168,3
2,53
2,27
1,14
7
б
25
27
193,2
2,37
2,26
1,05
8
в
28
28
259,6
3,51
2,59
1,36
9
а
28
28
492,7
2,52
3,3
0,76
Примечание. В графе 2 обозначены виды армирования: а — лишь в

монолитном поясе; б — в монолитном поясе и распределенная по высоте сты¬

ка; в — лишь распределенная по высоте. ,
талось усилие, при приложении которого был достигнут взаимный

сдвиг элементов и = 1 мм. В ходе испытаний ЦЕС/Ф-К действо¬

вали внешняя нормальная сила N0, а иногда и арматура с предель¬

ным усилием Na; напряжение оу по рис. 2.23 было рассчитано из

суммы сил N0 -j- Na.
В испытаниях СУ/П были исследованы гладкие стыки на об¬

разцах по рис. 2.14 с арматурой, распределенной по высоте. Стерж*

ни арматуры проходили непрерывно через стык или в стыке соеди¬

нялись с помощью петель с продетым через них вертикальным

стержнем. В стыках не было искусственной трещины. За несущую

способность стыка принималось усилие, при приложении которо¬

го сдвиг элементов достигал и = 1 мм.
2.2^3. Несущая способность стыковых соединений при сдвиге
Анализ факторов, влияющих на несущую способность. Из при¬

веденных результатов испытаний можно выделить следующие ос¬

новные факторы, влияющие на несущую способность стыков:
а)	прочность бетона замоноличивания и бетона элемента;
б)	геометрические размеры стыка, определяемые видом боковых

поверхностей элементов и расстояниями между элементами (шири¬

ной стыка);
63

в)	прочность бетона монолитного пояса перекрытия и бетона

панелей перекрытия;
г)	размеры монолитного пояса перекрытия и толщина панели

перекрытия;
д)	предельное усилие в поперечной (горизонтальной) арматуре,

способ расположения арматуры (распределенная по высоте стыка,

сосредоточенная- в монолитных поясах) и способ соединения арма¬

туры в стыке (непрерывная,_со^ сварным швом, соединенная пет¬

лями);
Рис. 2.24. Характерные виды разрушения

шпонок
1 — трещина среза шпонки; 2 — наклонная тре¬

щина; 3 разрушение от смятия
Рис. 2.25. Составляющие

сдвигающего усилия Т,

■приложенного к опорной

поверхности шпонки
е)	нормальное усилие, вызываемое внешней нагрузкой, при¬

ложенной перпендикулярно плоскости стыка.
Факторы а) и б) определяют несущую способность Тш бетонных

шпонок, которые образуются в результате заполнения зазора меж¬

ду элементами бетоном замоноличивания. В результате испытаний

были выявлены .четыре характерных вида разрушения (рис. 2.24):

смещение (рис. 2.24, а) — шпонка из бетона замоноличивания

не разрушается; обе соединяемые панели смещаются, причем име¬

ет место удлинение (разрыв) поперечной арматуры (см. рис. 2.11);
скалывание типа 1 (рис. 2.24, б) — шпонка разрушается в ре¬

зультате скалывания вдоль вертикальной трещины 1 (см. рис. 2.13);
скалывание типа 2 (рис. 2.24, в) — шпонка разрушается в ре¬

зультате образования косой трещины 2, соединяющей противопо¬

ложные углы шпонки (см. рис. 2.12);
смятие (рис. 2.24, г) — шпонка разрушается в результате дроб¬

ления бетона для замоноличивания в месте смятия опорных поверх¬

ностей шпонки, что иногда можно принимать за скалывание сжа¬

того угла шпонки вдоль поверхности 3 (рис. 2.24, г).
Каждому из указанных способов разрушения соответствует оп¬

ределенное значение предельного сдвигающего усилия Тш.
При разрушении в результате смещения (рис. 2.24, а) несущая

способность шпонки совершенно не используется, поэтому такой

способ разрушения следует предотвращать. Результаты испытаний
64

ВУПС/Ч-Г (табл. 2.2) и испытаний ЦЕС/П показывают, что разру¬

шение в результате смещения зависит от угла наклона а опорных

поверхностей шпонки (рис. 2.25) и величины горизонтального уси¬

лия Я, создаваемого работой поперечной арматуры или сжимаю¬

щим напряжением ау. Опасность разрушения по данной схеме уве¬

личивается по мере возрастания угла а и убывания горизонталь¬

ного усилия Я.
Выведем предложенное В. И. Лишаком условие разрушения от

смещения соединения. Предположим, что шпонка является неде-

формируемым клином, по которому элемент смещается по косым

опорным поверхностям (рис. 2.25, а). Разложим вертикальное сдви¬

гающее усилие Т на составляющие N и S, действующие соответст¬

венно перпендикулярно и вдоль опорной поверхности (рис. 2.25, б).

Смещение не произойдет при условии, что усилие S будет меньше

силы трения F = N tg <р, где через tg ср обозначен коэффициент

трения бетона о бетон, численное значение которого можно прини¬

мать от 0,7 (ф = 35°) до 0,8 (ф = 38,5°).
Условие S <С F будет выполнено, если угол наклона опорных

поверхностей (рис. 2.24, а) удовлетворяет условию а <С ф.
При 5 >* F (а >* ф) разложим разность сил (S — F) по рис. 2.25

на силу Я, действующую в горизонтальном направлении, и силу

ДN = Н sin се, действующую в перпендикулярном направлении

к опорной поверхности. Тогда силу трения можно определить по

формуле
F= (Q cos a+tf sin a) tg<p.	(2.1)
Найденное выражение силы F подставим в условие равновесия
Qsina = .F-f-#ccsa.	(2.2)
После соответствующего преобразования получим
Я=7*а,	(2.3)
где
• <2-4»
1 + tg a tg ф
Формула (2.4) определяет изменение величины распора в зави¬

симости от угла наклона шпонки-а (рис. 2.26).
Однако результаты испытаний показывают, что горизонтальное

усилие зависит не только от угла наклона, но и от других геомет¬

рических параметров шпонки. Согласно [53], шпонки при сдвиге

деформируются, поэтому отношения смещений и/Ь (рис. 2.24)

не равны tg а. По величинам горизонтальных усилий, полученных

в ходе испытаний ВУПС/Ч-Г, для стыков типов I и II были опреде¬

лены следующие численные значения отношений HIT: при a = 0°

HIT = 0,15; при a = 45° HIT = 0,2; при a = 56,Ь°'Н/Т = 0,4*.
*Экспериментальные значения отношения HIT согласуются с вычислен¬

ными по формуле (2.4) при tg ф = 0,7. Так, при a = 45° ka = 0,176, при
a — 56,5° £ — 0,393. Исключение составляет лишь угол a = 0°. (Прим. науч.

ред.)
3 Зак. 1804
65

'Для стыков типов Д и Е отношение HIT было несколько ниже.

Таким образом, для стыков, используемых в практике, можно при¬

нимать значение отношения Я/71, равное 0,2. Более детальные дан¬

ные с диаграммами зависимости отношения HIT от сдвигающего

усилия можно найти в [53, 54, 55].
Если обеспечено достаточное горизонтальное усилие и угол

наклона а <С 45°, то шпонка разрушается в результате скалывания

либо смятия. „
н
" г
tg?--0,7
ом
0,52
—
0J8
__
ол
О
0708 1
15
0 . 55 33.5 45 56,5 а0
Рис. 2.26-. Зависимость по формуле (2.4)

горизонтального растягивающего усилия

Я от значения угла а
Рис. 2.27. Обозначения величин для рас¬

чета прочности при сдвиге шпонки

а — трапециевидной; б — полукруглой
д) * .1. Тт
/:
/
Гя
, ^см ^ ш,ср
Прочность шпонки лри скалывании линейно зависит от сопро¬

тивления бетона растяжению и площади скалывания верти¬

кального сечения шпонки FCK (обычно Fm = lmhm). Прочность

шпонки при смятии линейно зависит от сопротивления бетона

сжатию (призменной прочности #пр) и площади смятия шпонки

Fcм {Feu — горизонтальная проекция опорной поверхности шпон¬

ки, через которую передается усилие сдвига).
Обозначения величин для расчета несущей способности шпонки

приведены на рис. 2.27.
В настоящем разделе для оценки прочности шпонки при скалы¬

вании и смятии использованы формулы, приведенные в главе СНиП

«Бетонные и железобетонные конструкции» редакции 1962 г.:
прочность при скалывании
7’cK==2i?p FCK;	(2.5)
прочность при смятии
7ш = #пр ^см«	(2.6)
Другие расчетные формулы для определения прочности шпонки

при скалывании и смятии рассмотрены в подразделе 2.2.4*.
Глубокие шпонки разрушаются в результате скалывания, мел¬

кие — в результате смятия.
66

Обычно предполагают, что деформации сдвига и имеют -большую

пластическую область при разрушении в результате смятия, чеМ

при разрушении в результате скалывания, и поэтому следует про¬

ектировать неглубокие шпонки. Результаты испытаний [64, 67 И

53] показали, что даже разрушение в результате скалывания не

имеет хрупкого характера. По [67], сдвиг и при полном разруше¬

нии в результате скалывания шпонок без поперечной арматуры

равняется величине порядка 0,3 мм, а при сильной поперечной ар-

матуре смещение может достигнуть даже величины 1,5 мм. После

образования трещины от сдвига имеет место, очевидно, трение

скольжения, пропорциональное предельному усилию N& в попе¬

речной арматуре. Таким образом, нам думается, что можно про¬

ектировать также и глубокие шпонки.
Рис. 2.28. Разрушение перекрытия

(монолитного пояса) в результате

скалывания по косой трещине
Рис. 2.29. Обозначения -величин

для расчета прочности лри сдвиге

перекрытия
Монолитный пояс перекрытия и панели перекрытия существен¬

но повышает несущую способность стыка при сдвиге. Следует счи¬

таться также с тем, что в монолитном поясе перекрытия и в панелях

перекрытия расположена поперечная арматура, влияние которой

будет особо рассмотрено. Влияние монолитного пояса перекры¬

тия и панелей перекрытия можно проследить по результатам ис¬

пытаний ВУПС/Ф (см. табл. 2.1). Для этого сравним несущую спо¬

собность стыков с полукруглым пазом без монолитного пояса -пе¬

рекрытия (тип 1а) и стыков с монолитным поясом перекрытия

(тип Ив), а также стыков с панелями перекрытия (тип 1Уг).
Монолитные пояса перекрытия и панели перекрытия обычно

разрушались в результате образования косой трещины (рис. 2.28),

т. е. в результате скалывания (как и шпонки). Поэтому можно пред¬

положить, что предельное усилие монолитного пояса (венца) Тье#

и перекрытия 7пер при сдвиге будет представлено в виде соотноше¬

ния (2.6), в которое вместо #р подставлена прочность на растяже¬

ние бетона монолитного пояса (или же прочность на растяжение

бетона панели перекрытия), а вместо FCK — площадь FBi,n попе¬

речного сечения~монолитного пояса^(или же'площадь Fпер попереч¬

ного сечения перекрытия). Однако же при расчете площади Fnep

можно учитывать лишь часть площади поперечного сечения пе¬

рекрытия длиной 6пер, равной толщине перекрытия haep (рис' 2.29)-
Несущую способность стыка при сдвиге существенно повышает

горизонтальная арматура. Горизонтальная арматура после удли-
3*
67

нения способна вызывать напряжение gv сжатия на вертикальных

площадках после образования вертикальной трещины в стыке, что

можно обосновать известной гипотезой о трении скольжения. Экс¬

периментальное доказательство того, что арматура противодейст¬

вует сдвигающим усилием не как шпонка, а как работающая на

растяжение связь, привел М. Поммере [67J исходя из результатов

сравнения несущей способности образцов с забетонированной го¬

ризонтальной арматурой с несущей способностью образцов, у ко¬

торых такая же горизонтальная арматура была обернута резиновым

шлангом на расстоянии 30 см от стыка. Во втором случае несущая

способность уменьшилась лишь на 7%.
Для непрерывной арматуры, расположенной, например, в моно¬

литном поясе перекрытия, имеем Nа = F&R^ где через обозна¬

чен предел текучести арматуры.
Обычно стеновые панели имеют горизонтальную арматуру, ко¬

торая в месте стыка соединена путем сварки (рис. 2.7, г, д, е,

з, /с, л), или посредством перекрывающихся петель (рис. 2.7, а;

2.18; 2.20, б; 2.21), или же иным способом (рис. 2.7, б; 2.20, а).

Таким образом, для расчета стыков следует ввести приведенное

усилие N& соединения, которое обычно ниже предельного усилия

в непрерывной арматуре.
Предельные усилия, введенные в расчет несущей способности

для отдельных испытаний стыков, приведены в соответствующих

таблицах. Для петлевых соединений (рис. 2.7, а, и; 2.10, б) был

принят поправочный коэффициент ka = 0,8 (табл. 2.1 и 2.2), а для

соединений посредством скоб (рис. 2.7, б) — поправочный коэф¬

фициент ka = 0,15 (табл. 2.1). Для петлевых соединений, в которых

имелось-несколько анкерующих вертикальных стержней по пери¬

метру петли, поправочный коэффициент не вводился. Автор испы¬

таний ЦЕС/П утверждает, что несущая способность в ходе его ис¬

пытаний при соединении посредством петель была в среднем на 5%

ниже, чем при сварных соединениях.
В ВУПС были проведены специальные испытания соединений

арматуры [55], которые позволили разработать детальные указания

по расчету предельного усилия Na в зависимости от способа сое¬

динения [57].
Несущая способность стыка зависит также и от распределения

арматуры по высоте стыка. Особым случаем является арматура,

сосредотбченная лишь в монолитных поясах. Испытаний образцов

высотой в этаж с арматурой лишь в монолитном поясе было

до сих пор проведено немного. Арматура большинства образцов

в испытаниях ВУПС/Ф была сосредоточена в монолитном поясе,

однако высота стыка равнялась лишь 120 см. Большинство образцов

при испытаниях ДИА/Г-0 в масштабе 1 :2 было снабжено сосредо¬

точенной арматурой (все типы, приведенные в табл. 2.4, кроме

типа 15). Испытания «Лаинг» проводились прежде всего в целью

сравнения влияния сосредоточенной и распределенной арматуры

(табл. 2.7). Из результатов указанных испытаний можно заключить,
68

что при сосредоточении арматуры в монолитных поясах несущая

способность уменьшается примерно на 10—20% [67]. Пока такое

влияние не будет детально обследовано для различных видов сты¬

куемых поверхностей, придется пользоваться поправочным коэф¬

фициентом тр = 0,85.
Влияние нормального усилия систематически прослеживалось

в ходе испытаний ЦЕС/Ф-К. Из табл. 2.6 видно, что горизонтальное

сжимающее усилие Nq оказывает такое же влияние, как и предель¬

ное растягивающее усилие Na в арматуре (сравнение результатов
1 I 5 10 20 SO WQ

Число ииш$ п
Рис. 2.30. Зависимость перемещений от количества циклов знакопеременной

сдвигающей нагрузки
испытаний № 4 с 5 и 6 с 7), так что здесь решающее значение име¬

ет сумма Ny = Nq + Na. Это подтверждает также и ранее сделан¬

ный вывод, согласно которому горизонтальная арматура при пе¬

редаче сдвига работает на растяжение.
Сказанное выше распространяется также и на стыки с гладки¬

ми боковыми поверхностями, т. е. без шпонок бетона замоноличи¬

вания (рис. 2.23). Из результатов испытаний можно сделать вывод,

что небольшое влияние на прочность стыка при сдвиге оказывает

также и прочность бетона замоноличивания.
Влияние вертикального нормального напряжения ау при ма¬

лом числе испытаний [55] оказалось не столь значимым, как это

можно было ожидать по расчету [58]. В ходе рассмотренных испы¬

таний на несущую способность изменение напряжения при сдвиге

по высоте стыка было различным. Сравнивая результаты испыта¬

ний с результатами расчета, можно заключить, что различие из¬

менения сдвига по высоте стыка в диапазоне одного этажа не ока¬

зывает существенного влияния на результирующее предельное

усилие при сдвиге. Таким образом, при проектировании стыка и

оценке его несущей способности можно исходить из сдвигающего

усилия, которое определено при статическом расчете здания на вы¬

соту одного этажа, без учета потока сдвигающих усилий [57].
В результате воздействия ветра или сейсмических нагрузок

стыки подвергаются знакопеременной нагрузке. В ВУПС были про¬
69

ведены испытания пяти образцов, имеющих вид стыка по рис. 2.7, д,

на знакопеременную нагрузку Тц с определенным числом циклов

п, а затем статически вплоть до разрушения, т. е. до достижения

усилия Топ. Диапазон знакопеременной нагрузки Гц составляет

±0,3; ±0,4 и ± 0,5 от Топ. В первых двух диапазонах знакопе¬

ременной нагрузки число циклов составляло 50. Усилие на пре¬

деле несущей способности почти не отличалось от усилия, дости¬

гаемого при статической нагрузке без предыдущей знакоперемен¬

ной нагрузки, однако же смещения и в ходе знакопеременной на¬

грузки увеличились в два раза (рис. 2.30).
Рис. 2.31. Зависимости несущей способности стыка Гоп от несущей способно¬

сти шпонок (включая перекрытие) и от предельного усилия N& ib поперечной

арматуре; номера на графике соответствуют номерам испытаний >по табл. 2.1
В испытаниях ДИА/Г-0 стыки типа I загружались также зна¬

копеременными сдвигающими нагрузками. Диапазон знакопере¬

менной нагрузки был относительно велик (табл. 2.4). Получены вы¬

воды, аналогичные результатам испытаний ВУПС, что видно из

значений, приведенных в графе 8 табл. 2.5.
Схожие выводы из результатов испытаний ЦЕС/П и «Лаинг»

приведены в [67]. Было также обнаружено, что армированные сты¬

ки со шпонками разрушаются нехрупко.
Число проведенных динамических испытаний стыков мало.

Поэтому можно сделать лишь предварительный вывод, что при

диапазоне знакопеременной нагрузки (Тц < 0,47^0) несущая спо¬

собность уменьшается незначительно (не более чем на 10%).
Из приведенного выше анализа экспериментальных данных

следует, что несущая способность при сдвиге шпоночного соеди¬

нения определяется:
70

Г сопротивлением бетонных шпонок, которое зависит от геомет¬

рических размеров, угла наклона опорных поверхностей и проч¬

ности бетона .замоноличивания, т. е. от несущей способности шпо¬

нок Тт;
сопротивлением монолитного пояса (перекрытия), которое за¬

висит от несущей способности Твен (Т^ер), рассчитанной с учетом

площади поперечного сечения монолитного пояса (взаимодейст¬

вующей части перекрытия) и прочности ^бетона монолитного пояса

(перекрытия);
Рис. 2.3.2. Зависимость несущей способности стыка от предельного усилия в

поперечной арматуре
1 — истинная; 2 — упрощенная; 3 — зависимость для гладкого стыка
сопротивлением горизонтальной арматуры Na, которое зависит

от способа соединения арматуры (непрерывное соединение, свар¬

ное соединение посредством петель и скоб и др.), распределения

арматуры по высоте стыка (распределенная по высоте стены или

сосредоточенная в монолитных поясах).
В графическом виде зависимость несущей способности от упо¬

мянутых основных факторов показана на рис. 2.31, построенном

по результатам испытаний ВУПС/Ф (табл. 2.1). На оси абсцисс на¬

несено предельное усилие в горизонтальной арматуре, а на оси

ординат — несущая способность Год. Номера точек соответству¬

ют номерам испытаний. На графике выделены три интервала не¬

сущей способности стыков при сдвиге Q6 = Тш + Твея + Гпер,

рассчитанные по формуле (2.5) или (2.6). Через эти точки про¬

ведены три кривые: средней несущей способности Q6 = 100 кН

(включающей результаты испытаний для Qg = 50 — 150 кН); для

Qq = 200 кН; для Q6 = 300 кН. Кривые, приведенные на рис. 2.31,

действительны во всем диапазоне; Очевидно, что и зависимость
71

Т оп от N а носит нелинейный характер, в частности вблизи начала

координат.
Нелинейную зависимость, представленную на рис. 2.32 кривой

/, заменим ломаной линией 2 (прямые I и II). Указанным прямым

можно придать определенный физический смысл. Точка пересече¬

ния А прямых lull характеризует место полного использования

несущей способности шпонок Тш; для обеспечения несущей спо¬

собности шпонок необходимо горизонтальное усилие в арматуре

Н равное Ма.ш. Таким образом, при оценке несущей способности

можно различать две области:
область I (Nа <С N&-ш), в которой полная несущая способность

шпонок не достигается; происходит смещение (см. рис. 2.24, а) без

разрушения шпоцок, но разрывается горизонтальная арматура;

степень использования шпонок зависит от предельного усилия

в арматуре;
область II (Na ^ Л^а.ш), в которой полная несущая способность

Тш шпонок достигается; шпонки разрушаются в результате ска-
r Ton!Т

1.5
1.0
0,5
О	с	0,5	1,0 ся[МПа]
Рис. 2.33. Сравнение

результатов испыта¬

ний стыков ВУПС/Ф с

результатами расчета

(табл. 2.1)
Рис. 2.34. Сравнение

результатов испыта¬

ний стыков ВУПС/Ч-Г

с результатами расче¬

та (табл. 2.2)
О	0,5	1.0	1.5 ot(ma]
Пт'-ЪяЧ
■Г 21
-ф-7
А 21
	}%19-
?оЛ&28
го
-25
10
^11
12-&
Псй *Sn -1М
Обозначения | -ф- | -ф-
А
А
ф
ТиП'Стыка по рис 2.Щ IA | IS
1В
115
л
Е
О о
*^3
29
#
'^r>cp*Sn-1.‘<0 О J
Н пс„ -1.23 0?

10
§8 $nCr'S„*I.06 05
Г\6
If? 36
^38 J№ ?1 3№%50

DJ7 J?jf
28?
18

А15
1111
О - Стык без Вениа

ф - Стык с Венцом
Д - Стык с плитами перек -

рыт и я
	\	1	1
39 */
40
0 ц -
\	1		1
1
72

Рис. 2.35. Сравнение

результатов испыта¬

ний стыков СУ/П с

результатами расчета

(табл. 2.3)
Рис. 2.36. Сравнение

результатов испыта¬

ний стыков ДИА/Г-О

с результатами расче¬

та (табл. 2.5)
Ю
0.5
7
8*
5 о

60
QS
	/Г«
	1
ntP -s„'0.90
Обозначения
□
■
О
т
Тип стыка по таШЗ
а
6
6
г
J.Q
if
пт'Ton IT
2
О
21 о 18

15 &
19
А. _
/о
73
А
16
Л
•77
□гг,
оз
®7
А17 *
О
чг
10

• -
-^2-
nc/>~s„-0,80
Д/4
23
24-
‘/5
□ 25"
I#
Обозначения
О
о | •
Л
▲
□
■
Тип стыка потабл 2.1/ |
13
Я }7t
1г
Id
Ла
Л5
^	1,5
Напряжении еу [МПа]
2,0
лью ания (см. рис. 2.24, б, в) или смятия (см. рис. 2.24, г); несущая

способность стыка Т зависит от несущей способности шпонок Тш

и по мере увеличения усилия Na возрастает. Влияние усилия Na

на несущую способность Охарактеризует коэффициент трения tg ф.
Таким образом, для Nа >Л^а.ш = kaTm действительно соот¬

ношение (прямая II на рис. 2.32) в виде
Т = [Tm + T’nep + tg <p (N—каТщ)]тПр,	(2.7)
где Тш — сопротивление сдвигу бетонных шпонок при разрушении от ска¬

лывания или смятия, определяемое по формулам (2.5) или (2.6); Тпер —

сопротивления сдвигу перекрытия; при наличии монолитного пояса в уровне

перекрытия учитывается также его сопротивление сдвигу (7вен); N — со-
73

противление сдвигу поперечной арматуры стыка (А^а = РаЯака) и попереч¬

ного обжатия Nc; tg <р— коэффициент трения (принимается равным 0,7—

ka — коэффициент, характеризующий горизонтальное усилие, необхо¬

димое для обеспечения работы шпонок; определяется по формуле (2.4), но

принимается не менее 0,15—0,2; тр — коэффициент влияния распределения

горизонтальной арматуры по высоте стыка. Если арматура сосредоточена

лишь в области монолитного пояса, то численное значение указанного коэф¬

фициента рекомендуется принимать равным 0,85.
Для гладкого стыка (без шпонок) при отсутствии перекрытия

(Тпер = Т’вен = 0) в формуле (2.7) Тш = 0. Тогда Т = tg <рЛГ.
•3Wo •
*
1
« ‘I
	VJl
w
№
•
71
мЯГ* *73

■ 18
	■
21 г тк*Я _I

*13 n*S5
**
76
•
• 87
V ,o П 51 78

•11 • щ	 •
-к nCf--1.0$

•"Ж-* ‘ '
79 52 ^ _
^ Пер ~ Sn
	~%26*)68 л 17
1ГЩ e/?
"w
m
69
/5 *5 85 фв2

• к!
57 Ф
83• 58 ф

•81
»
0,5	1,0	15	бу [МПа]
Рис. 2.37. Сравнение результатов испытаний стыков (ЦЕС/П) с расчетными

данными
с; мтв.
15
W
I—L.
п*50
■ 6)
10
0.5
10
1.5 пг 0.5
5
1—1 I 1-L
л-'Я?
yS Лер'1,25
■mms*
0J6
I
70,
15
10
П LX
п*В5
го
1.5 пТ 0,5.
19
1.5 п, 0,5
1.5 пГ
Рис. 2.38. Распределение частот отношений Пт по результатам испытаний сты¬

ков на сдвиг
а — ВУПС/Ф; б — ВУПС/Ч-Г; в — ЦЕС/П; г по всем испытаниям
74

Т аблица 2.8. Статистическая оценка расчетных формул для стыков со

шпонками
Испытания
Число испытаний п
Среднее значение

отношений n f
Стандартное

отклонение пТ
Коэффициент изменчи¬

вости vn, %
о,
о
с
Интервал
надежности
«о
Отклонения

при обеспе¬

ченности 0,95
•
«
я
S
•
р.
У
с
О
К
сз
S
л
о
с
И
к
2
Д
со
О
£
ей
Ц
И
со
ВУПС/Ф
50
1,23
1,18
1,28
0,17
0,15
0,22
14,1
СУ/П
12
1,01
0,9
1,12
0,17
0,12
0,28
16,5
ДИА/Г-0
26
1,01
0,93
1,09
0,21
0,16
0,29
20,6
ЦЕС/П
85
1,09
1,06
1,12
0,16
0,14
0,19
14,5
ЦЕС/Ф-К
8
1,19
1,09
1,28
0,11
0,07
0,21
8,9
«Лаинг»
9
1,05
0,91
1,19
0,18
0,12
0,34
17
Все испытания
190
1,11
1,08
1,14
0,19
0,17
0,21
16,7
Полученная формула определяет прямую, проходящую че¬

рез начало координат, что соответствует результатам испытаний

(рис. 2.23).
Согласно результатам проведенных исследований, в расчетные

формулы можно вводить усилие Na (прямая 3 на рис. 2.32), удов¬

летворяющее условию Na = 3RpF6.
Сравнение результатов расчета на несущую способность с ре¬

зультатами испытаний. Для проверки приведенных соотношений

сравнивали результаты экспериментального определения несущей

способности Топ с результатами расчета несущей способности Т

по формулам. Точность расчета характеризуется отношением п? =
■ Т*qjj/T*, или /ij ■—" Tqjj/x.
Порядок расчета. Прочности на сжатие #пр и на растяжение

Яр для расчета Тт по формулам (2.5) и (2.6) определяли по куби-

ковой прочности с использованием следующих соотношений:
Rm = 0,8Яв; йр = 0,232R%3.
Цилиндрическую прочность приравнивали к призменной, т. е.

предполагали /?ц = /?пр.
Коэффициент в формуле (2.7) принимали равным: ka =

= 0,15 для стыков IA и ka = 0,4 для стыков IB при испытаниях

ВУПС/Ч-Г (ka = 0,2 для стыков во всех остальных испытаниях).

Были приняты также следующие значения: 1
tg ф = 0,8;
тр = 0,85 — для сосредоточенной арматуры при испытаниях

ДИА/Г-0;
10,8 — при соединении посредством петель;
ka — I 0,15 — при соединении посредством скоб;
(1 — при прочих способах соединения арматуры.
75

Рассчитанные значения несущей способности Т и отношений

Пт приведены в табл. 2.1—2.7. Отношения пт в графическом ви¬

де изображена на рис. 2.33—2.37 в зависимости от напряжения

оу = Na/F6. На рис. 2.38 показано распределение частот отношений

пт для некоторых испытаний и для всей совокупности. В табл. 2.8

приведены интервалы надежности средней /гср отношений пг и

оценка интервалов их стандартного отклонения sT для надежности,

равной 0,95, рассчитанной по формулам математической статис¬

тики. Среднее значение яср отношений пт и их стандартное откло¬

нение sn приведены также на рис. 2.33—2.38. Коэффициент измен¬

чивости отдельных совокупностей не превышает 20%.
Результаты статистической оценки (табл. 2.8) показывают, что

совпадение рассчитанных и замеренных значений несущей способ¬

ности можно считать вполне удовлетворительным.
2.2.4.	Прочность шпоночных стыковых соединений

при совместном действии сдвига и сжатия
С целью уточнения расчета прочности шпоночных соедине¬

ний при совместном действии сдвигающего усилия и сжатия в

ЦНИИЭП жилища В. И. Лишаком и И. А. Романовой статистически

обработаны результаты статических испытаний стыков, выполнен¬

ные в СССР (С. В. Поляков, Г. Г. Шорохов [11], В. И. Коноводчен-

ко, ^А. В. Черкашин, П. Н. Бобришев [12],), Дании (Хансен, Оле-

сон [66]), Франции (Поммере [67], Фаухарт, Кортини [68]), Англии

(Лаинг [2]), ФРГ (Швинг [70]), Чехословакии (Фриц [52]), Гора-

чек, Чейпа [54]) и Греции (Цукантас [71]).
За несущую способность принята разрушающая нагрузка, по¬

лученная в испытаниях.
Для определения несущей способности стыков при срезе ис¬

пользована формула
T = xFCK~\/RK-\-y (Nc-\-FaRama),	; (2.8а)
где FCK — площадь скалывания шпонки; RK — кубиковая (цилинд¬

рическая) прочность бетона; Nc — сила обжатия стыка; Fa — пло¬

щадь поперечного сечения арматуры, пересекающей стык; Ra —

расчетное сопротивление арматуры стыков при растяжении;

у — эмпирические коэффициенты, определяемые методом наимень¬

ших квадратов; та — коэффициент условий работы, зависящий

от вида связей.
Для определения коэффициентов х и у отобраны результаты ис¬

пытаний 162 образцов, разрушившихся преимущественно от ска¬

лывания. Угол наклона площадки смятия к направлению среза

в испытанных образцах не превышал 30° (tg а = 0,577 < tg ср).

Поэтому угол наклона шпонок практически не влиял на их сопро¬

тивление сдвигу.
76

Для удобства статистической обработки формула (2.8а) была

приведена к виду
Ci=aiX-\rbnu	(2.86)
где
Т'г	FCKi -I /р—
Q = — ; at=—— VRku

*i *i
, Mg ~4~ Fai Rai kai
f,
Параметры x и у определялись решением системы уравнений:
6{-*/=2аг с*;
bi x-\-2bf у = 26*сг-.
Обработка велась поэтапно. Сначала были определены величи¬

ны дта, У а и коэффициент вариации для испытаний каждого

из авторов. Найденные величины коэффициента г/а незначительно

отличались от коэффициента вариации прочности бетона, равно¬

го 13,5% (СНиП Н-21-75, табл. 2.9), что дало основание вести

обработку совокупности испытаний в целом. Вторым этапом были

определены значения параметров л: и «/для всей совокупности образ¬

цов. Найдено, что b = 1,93, у — 0,904, коэффициент вариации-

v = 0,137.
Величины ait bt, сь ттеор, (xTeoV/c — 0, (тхеоР/с—I)2 показаны

в табл. 2.9. Для каждой серии приведен,также коэффициент вариа¬

ции ос, характеризующий отклонения опытных данных от расчет¬

ных.
Величина коэффициента х в формуле (2.7а) имеет сложную раз¬

мерность. Поэтому для практических расчетов величину x]^Rk

удобно заменить величиной kRp, где k — безразмерный коэффици¬

ент. Величины x\f Rh и kRv для различных марок бетона показаны

в табл. 2.10. В приведенных выше формулах величиной Rk обозна¬

чена кубиковая прочность бетона, Rp — прочность бетона при рас¬

тяжении.
Для практических расчетов с некоторым запасом можно при¬

нять коэффициент k равным 1,5.
Нормативную величину коэффициента у определим с обеспе¬

ченностью 0,95 по формуле
ун= (1 — 1,64о) =0,904 (1— 1,64-0,137) = 0,7,
где у = 0,904 — величина, найденная для всей совокупности испытаний;

v = 0,137 — коэффициент вариации для всей совокупности испытаний.
Тогда расчетная величина несущей способности железобетон¬

ного шпоночного стыка с учетом полученных величин коэффициен¬

тов примет вид:
7’= 1,5 Яр FCK+0,7 (Nc + Fa Яа тл).	(2.8 в)
Для общего случая, когда угол наклона шпонок а влияет на

несущую способность соединения при сдвиге, а также при возмож-
77

Таблица 2.9. Коэффициенты вариации яа по данным испытаний

стыков на сдвиг различных авторов
Авторы испытания

и коэффициент va
А.
Г. •
т
ттеор
1 ттеор . \2
ai
ci
ьтеор
—1
ci
U /
Поляков, Шорохов
11,62
0
25,14
22,48
—0,106
0,01
(серия 2)
14,46
0
30,5
27,98
—0,08
0,007
иа = 0,077
18,38
0
39.62
35,57
—0,102
0,01
20,27
0
43,81
39,22
—0,105
0,01
11,62
3,8
27,6
25,92
—0,06
0,004
14,46
3,8
32,4
31,42
—0,03
0
18,38
3,8
40,95
39,01
—0,05
0,002
20,27
3,8
45,3
42,66
—0,06
0,003
11,62
9,5
31,4
31,07
—0,01
0
14,46
9,5
35,2
36,57
0,04
0,002
18,38
9,5
43,8
44,16
0,008
0
20,27
9,5
47
47,81
0,017
0
11,62
13,3
33,3
34,5
0,04
0,001
14,46
13,3
37,1
40
0,08
0,006
18,38
13,3
44,8
47,59
0,06
0,004
20,27
13,3
48,6
51,24
0,05
0,003
11,62
19,0
37,1
39,66
0,07
0,005
14,46
19,0
40
45,16
0,13
0,017
18,38
19,0
47,2
52,75
0,12
0,014
20,27
19,0
49,5
56,4
0,14
С,019
Поляков, Шорохов
14,46
12,95
34; 29
39,69
0,16
0,025
(серия 3)
14,46
7,05
33,3
34,35
0,03
0,001
г>а = 0,093
14,46
3,45
31,8
31,1
—0,02
0
14,46
9,38
36,6
36,46
—0,004
0
Коноводченко и
6,1
5,53
17,39
16,83
—0,03
0,001
. др.
6,1
7,13
17,65
18,28
0,036
0,001
va =0,095
6,1
11,13
23,91
21,91
—0,084
0,007
6,1
15,43
29,13
25,82
—0,11
0,013
6,1
17,13
33,04
27,34
—0,173
0,03
6,1
27,13
38,26
36,41
—0,048
0,002
6,1
6,7
19,83
17,89
—0,098
0,01
6,1
26,7
33,04
36,02
0,09
0,008
5,23
0
9,3
10,13
0,09
0,008
5,22
10,38
22,6
19,52
—0,14
0,019
5,22
16,38
25,68
24,96
—0,028
0,001
-
5,22
20,38
27,4
28,58
0,04
0,002
5,22
30,38
35,27
37,65
0,07
0,005
Хансен, Олесен
9,23
9,38
■ 25
26,34
0,05
0,003
' v& = 0,097
7,75
13,07
23,67
26,82
0,13
0,018
8,95
7,41
23,67
24,02
0,015
0
7,89
17,42
36,63
31,02
—0,15
0,02
7,5
7,98
24,74
21,72
—0,12
0,015
7,5
15,62
29,18
28,63
—0,019
0
9,08
9,38
29,17
26,05
—0,107
0,01
9,08
16,57
32
32,55
0,017
■ 0
78

Продолжение табл. 2.9
Авторы испытания
П •
ь.
С.
т
ттеор j
/ ттеор . \2
и коэффициент v&
а1
Чеор
ci
1 *« )
Фриц
4,3
7,47
13,57
15,07
0,11
0,012
#а — 0,225
4,3
4,45
11,79
12,34
0,047
0,002
4,3
4,45
13,93
12,34
—0,11
0,013
4,9
7,47
10,71
16,23
0,52
0,266
5
4,45
12,86
13,5
0,05
0,0024
5 -
4,45
11,79
13,5
0,145
0,021
1,72
5,05
6,63
7,89
0,19
0,036
1,72
5,05
7,46
7,89
0,06
0,003
Поммере
0,54
1,63
2,56
2,53
—0,012
0
Оа = 0,146
0,56
1,67
3,17
2,59
—0,18
0,03
0,99
2,98
5,83
4,62
—0,21
0,043
1
2,83
5,28
4,51
—0,146
0,02
1,26
2,68
5,78
4,87
—0,16
0,025
1,45
2,69
6,89
5,25
—0,24
0,057
2,82
3,16
10,39
8,32
—0,2
0,04
2,96
3,16
8,28
8,59
0,04
0,001
3,1
5,79
9,67
11,25
0,16
0,027
2,88
2,68
7,61
8
0,05 .
0,003
2,9
1,91
6,56
7,35
0,12
0,015
2,99
3,84
8,17
9,27
0,13
0,018
3,1
5,06
10,11
10,59
0,046
0,002
—
3,12
2,53
8,78
8,33
—0,05
0,003
3,25
5,06
10
10,89
0,089
0,008
3,14
1,89
7,33
7,79
0,06
0,004
2,88
7,81
13,17
12,63
—0,04
0,002
3,03
8,24
15,06
13,31
—0,116
0,014
3,03
13.01
17,56
17,62
0,003
о
3,05
9,62
14,61
14,6
0
0
3,38
6,85
12,94
12,69
—0,019
0
3,4
10,61
17,56
16,17
—0,08
0,006
3,16
8,29
13,44
13,6
—0,23
0,05
3,03
2,?7
7,39
8,36
0,13
0,017
3,12
2,74
8,33
8,52
0,02
0
2,84
2,77
7,06
' 8
0,13
0,018
2,88
8,35
12,78
13,02
0,03
0
2,86
8,26
14,28
13
—0,09
0,008
3,12
2,74
7,72
8,52
0,1
0,01
0,864
1,95
4
3,43
—0,14
0,02
1,09
3,14
5,56
4,95
—0,11
0,012
1,11
2,5$
5,83
4,48
—0,23
0,05
0,58
1,41
3,44
2,39
—0,31
0,09
0,64
1,72
3,28
2,79
—0,15
0,02
1,55
2,79
5,33
5,52
0,04
0,001
1,56
2,6
5,83
5,37 .
—0,08
0,006
3,29
2,8
10,39
8,9
—0,14
0,02
3,32
2,8
9,72
8,95
—0,08
0,006
3,36
2,8
7,67
9,03
0,18
0,03
0,58
1,51
2,61
2,49
—0,046
0,002
*
0,92
2,73
4,06
4,25
0,047
0,002
79

Продолжение табл. 2.9
Авторы испытания

и коэффициент с>а
h
хтеор ,
/ ттеор j \2
ai
i
ci
ттеор
I •, )
Поммере
1,41
3,18
7,33
5,6
—0,24
0,056
»а = 0,146
2,24
5,94
10,22
9,7
—0,05
0,003
2,57
5,84
11,72
10,25
—0,125
>0,016
2,69
7,48
16,06
11,96
—0,26
0,065
3,83
8,28
16,06
14,9
—0,07
0,005
4,0
8,87
14,17
15,76
0,11
0,013
4,43
8,32
17,56
16,07
0,08
0,007
5,18
14,07
21,5
22,72
0,06
0,003
5,25
14,03
22,56
22,84
0,012
0
5,33
13,15
19,28
22,2
0,15
0,02
8,5
i6,36
33,22
31,19
0,06
0,003
1,36
4,51
7,33
6,71
—0,08
0,007
2,33
5,96
10,94
9,89
-0,1
0,009
3,58
8,64
13,61
14,74
0,08
0,007
5,54
12,89
23,06
22,37
0,03
0
5
14,67
19,28
22,94
0,19
0,04
8,93
17,77
28,5
33,34
0,17
0,029
0,85
2,24
5,11
3,66
—0,28
0,08
0,87
2,16
5,06
3,63
0,28
0,08
1,44
3,95
7,5
6,36
—0,15.
0,02
1,41
9,16
11,56
11,01
—0,05
0,002
2,06
15,7
17,39 '
18,18
0,045
0,002
1,83
7,79
10,89
10,58
-0,03
0
2,6
8,09
13,06
12,34
—0,06
0,003
3,04
7,17
14,22
12,36
—0,13
0,017
3,26
7,24
13,78
12,84
—0,07
0,005
2,76
2,74
6.83
7,82
0,14
0,02
4,1
2,76
8,06
10,4
0,29
0,08
4,7
2,72
10,22
11,55
0,13
0,017
2,79
8,32
14,61
12,92
—0,116
0,013
-
3,04
8,29
12,28
13,37
0,09
0,008
3,93
7,58
16,83
14,45
—0,14
0,02
4,54
8,29
16,72
16,28
—0,03
0
4,69
7,59
18,72
15,94
—0,15
0,02
4,88
12,23
25,89
20,5
—0,21
0,04
4,14
12,4
20,39
19,22
—0,06
0,003
4,9
14,53
24,56
22,62
—0,08
0,006
6,07
15,68
27
25,87
—0,04
0,002
6,35
6,78
21,83
18,42
-0,16
0,02
11
16,8
30,94
36,48
0,18
0,03
9,59
8,49
23,06
26,23
0,14
0,02
10,34
16,21
30,94
34,65
0,12
0,01
10,66
2,6
14,61
22,95
0,57
0,33
10,05
7,5
24,83
26,18
0,05
0,003
Фаухарт, Кортини
2,32
9,38
16,7
12,97
r-0,22
0,05
va = 0,138
2,32
18,78
23,6
21,49
—0,09
0,008
2,32
37,54
38,7
39,49
0,02
0
4,65
9,38
20,8
17,48
—0,16
0,025
4,65
9,38
20,4
17,48
—0,14
0,02
80

Продолжение табл, 2.9
Авторы испытания

и коэффициент
°г
bi
ei
ттеор
*теор ,
/ ттеор j V
ci
[ Н )
Фаухарт, Кортини
4,65
18,78
29,2
26
—0,11
0,012
va = 0,138
4,65
18,78
29,2
26
—0,11
0,012
4,65
37,54
40,8
44
—0,08
0,006
Лаинг
7,25
7,17
20,61
20,51
—0,005
0
= 0,15
7,33
17,36
35,31
29,87
—0,15
0,024
7,07
14,37
26,53
26,67
0,005
0
9,23
16,6
41,03
32,86
-0,2
0,04
9,23
11,11
26,34
27,9
0,06
0,004
9,35
5,42
25,76
23,09
-0,1
0,01
8,14
7,37
23,28
22,41
—0,04
0,001
8,35
9,91
35,11
25,12
—0,28
0,08
Цукантас
4,86
4,51
14
13,48
—0,037
0,001
va = 0,078
5
4,51
14,6
13,76
—0,058
0,003
5,53
4,01
15,42
14,33
—0,071
0,005
5.04
4,01
14,17
13,38
—0,056
0,003
4,35
4,51
13,3
12,5
—0,06
0,004
8,26
11,26
30
26,16
—0,128
0,016
8,07
12,48
24,45
26,9
0,01
0,01
8,56
12
26,6
27,41
0,03
0,001
Таблица 2.10. Определение коэффициента k для различных марок бетона
М 150
М 200
M 250
M 300
V R*
12,25
14,14
15,81
17,32
Rcк — х ~V Rh
23,64
27,29
30,51
33,43
Rp — 0,5 у/~ Rl
14,12
17,1
19,85
22,4
ь ^Ск
1,67
1.6
1,54
1,49
ности разрушения шпонок от смятия по аналогии с формулой (2.7)

запишем:
Т = Пш Тщ (1 —tg (фКа) + tg <р (Nc-\-Fa %)»	(2.9)
где пш — количество шпонок в соединении; Тш — сопротивление

одной шпонки сдвигу, определяемое в случае разрушения от ска¬

лывания по формуле
TCK=l,5tfpFCK,	(2.10)

а в случае разрушения от смятия — по формуле (2.6); tg <р = 0,7 —

расчетный коэффициент трения; ka — определяют по формуле (2.4),

но принимают не менее 0,15.
Для бетонных шпонок (без поперечного армирования) возможна

еще одна форма разрушения — от образования наклонных трещин.

Сопротивление бетонной шпонки образованию наклонной трещи¬

ны приближенно можно определить по формуле
Т‘нак = ^рИшп! ~Г~, *	(2-11)
%ПТ‘ШВ
где ишп — шаг шпонок по длине стыка; h — толщина стены; hm —

высота площадки скалывания шпонки; /шп — глубина шпонки;

/Шв — толщина заполненного бетоном (раствором) зазооа между

вертикальными торцами стеновых панелей.
Для железобетонных шпонок (с поперечным армированием) соп¬

ротивление одной шпонки сдвигу Тт принимаем равным меньшей

из величин Тса и Тси, определяемых соответственно по формулам

(2.10) и (2.5), но суммарное сопротивление сдвигу всего соединения

Т не должно превышать величины
TmK= (/Vc+Fa«ama) —И"д ■■	(2.12)
^шпт *шв
Кроме того, во всех случаях (для бетонных и железобетонных

шпонок) сопротивление сдвигу шпоночного соединения следует

принимать не более величины 71мак, определяемой по формуле
7’мак = ^7 ~VRp (^р + ^поп #поп -\-Оу),	(2.13)
где F — площадь вертикального сечения стыка; jinon — коэффициент арми¬

рования стыка поперечной арматурой (|Лщш = *&№)'> Оу — среднее напря¬

жение обжатия стыка (ау = Nc/F).
Формула (2.13) определяет сопротивление сдвигу монолитного

соединения с учетом влияния поперечного армирования и обжатия.
Приведенные выше формулы включены в Инструкцию [1] для

расчета несущей способности бетонных и железобетонных шпоноч¬

ных стыков.
2.2.5.	Жесткость стыковых соединений

при кратковременном сдвиге
Жесткость, или податливость, вертикального стыка при сдвиге

определяют по кривой, характеризующей зависимость взаимного

смещения и соединяемых элементов от сдвигающего усилия Т или
от потока сдвигающих усилий Т. Такие кривые строили в ходе ис¬

пытаний СУ/П и ЦЕС/П вплоть до полного разрушения стыка.

По результатам испытаний СУ/П выявлены типичные кривые сме¬

щений для стыков со шпонками и без шпонок (с гладкими торца¬

ми элементов), примеры которых показаны на рис. 2.39, 2.40, 2.41.

Аналогичные кривые были получены в ходе испытаний ЦЕС/Ф-К
82

и «Лаинг». Однако большинство авторов приводит ход изменения

кривых лишь до момента достижения предела несущей способно¬

сти (точка о на графике), в том числе также и авторы испытаний

ЖУПС/Ф, ВУПС/Ч-Г и ДИА/Г-О.
Жесткость стыкового соединения К, кН/мм определяют по фор¬

муле
К = Т/и,	(2.14 а)
где Т—сдвигающее усилие, действующее на стык, кН; и—деформация

сдвига, мм.
Рис. 2.39. Зависимость вертикаль¬

ного смещения и от сдвигающего

усилия Т и напряжения av=FaR&F

при постоянном соотношении

Fmo/Fti—0,47 для стыков соглас¬

но табл. 2.3
Рис. 2.40. Зависимость вертикального

смещения и от сдвигающего усилия Т

и соотношения Fmo/Fe лри постоян¬

ном напряжении 0y==Fa/?a=O,94 МПа

для стыков согласно табл. 2.3
Погонную жесткость стыкового соединения (кН/мм2) на едини¬

цу его длины 1г определяют по формуле
К = Т1и,	(2.146)
где Т = Т/1Ъ кН/мм, характеризует поток сдвигающих усилий.
Так как зависимость (и — Т) носит нелинейный характер, то

жесткость К является переменной величиной, зависящей от вели¬

чины отношения £ = Т\1Топ. Жесткость стыкового соединения для

определенного уровня нагрузки обозначим К%. Жесткость для

уровня нагрузки Т\ численно равна тангенсу наклона секущей к со¬

ответствующей точке кривой деформаций.
Число испытаний на жесткость значительно меньше числа ис¬

пытаний на несущую способность. Одни авторы испытаний стыков
83

Т[кН]
Рис. 2.41. Зависимости вертикального смещения и от сдвигающего усилия Т в

стыках с гладкими поверхностями
не приводят никаких результатов измерения деформации, а другие

приводят лишь весьма ограниченные данные. Характерным для

всех испытаний является большое рассеяние результатов, препят¬

ствующее более точному вычислению жесткости.
Из результатов испытаний можно заключить, что вид кривой за¬

висимости (и — Т), а следовательно, и жесткость стыков зависят

от тех же факторов, что и несущая способность.
Для стыков со шпонками (рис. 2.39 и 2.40) характерны следующие

стадии деформирования. Первая стадия упругая, обнаруживаемая

от начала нагружения вплоть до образования первых трещин и

первых пластических деформаций бетона в стыке. Диапазон этой

области зависит прежде всего от наличия искусственным путем

созданной начальной трещины. Вторая стадия упругопластичес¬

кая. На графиках конец этой стадии обозначен точкой р. На второй

стадии образуются трещины в стыке, причем арматура начинает

уже деформироваться; Величина деформации арматуры зависит

прежде всего от относительного количества арматуры в стыках.

Третья стадия пластическая. На этой стадии деформации сдвига

происходят при постоянной или уменьшающейся нагрузке. Стадия

характеризуется большими смещениями, сопровождаемыми зна¬

чительными деформациями стержней арматуры. У слабо армиро¬

ванных стыков на кривой (и — Т) в этой области можно четко вы¬

делить точку, являющуюся границей несущей способности стыков

соединения. У сильно армированных стыков имеется весьма про¬

тяженная зона пластического деформирования (см. рис. 2.39).
Жесткость зависит прежде всего от прочности бетона замоно¬

личивания.
Значительное влияние на жесткость стыка оказывают также

геометрические размеры шпонки. Влияние глубины шпонки отра-
84

жается на способе ее разрушения (в результате скалывания или

смятия). Проведенные испытания не позволяют проследить влияние

различного способа разрушения на жесткость; можно предпола¬

гать, что глубина шпонки существенного влияния на жесткость не

оказывает. По мере увеличения угла наклона опорных поверхно¬

стей шпонок увеличивается сдвиг и и уменьшается жесткость К

(табл. 2.2).
Влияние относительной площади сечения шпонок на ход изме¬

нения кривой зависимости (и — Т) показано на рис. 2.40.
Монолитный пояс перекрытия оказывает такое же влияние, как

и шпонки. Согласно результатам испытаний ВУПС/Ф, влияние па¬

нелей перекрытия на увеличение жесткости можно считать значи¬

тельным. Это подтверждается сравнением жесткости стыков с па¬

нелями перекрытия (испытания № 14—18 и 42—50) с жесткостью

прочих стыков по табл. 2.1.
По мере увеличения площади горизонтальной арматуры при

приложении сдвигающего усилия Т 0,ЪТоп увеличивается так¬

же и жесткость стыка (рис. 2.39).
У арматуры, сосредоточенной лишь в монолитных поясах, мож¬

но ожидать больших сдвигов и и, следовательно, снижения жест¬

кости. Согласно [67], сдвиги и (и раскрытия б) при наличии сосре¬

доточенной арматуры в два или в три раза больше, чем при распре¬

деленной арматуре. Однако же испытания ДИА/Г-О (табл. 2.5) не

обнаружили столь большого влияния сосредоточенной арматуры.
Кривые зависимости (и — Т) для стыков с гладкими боковыми

поверхностями имеют обычно вид, показанный на рис. 2.41. Точка р

соответствует большйм значениям смещений, экспериментальное

определение которых в некоторых случаях весьма сложно. Как

было уже сказано, за несущую способность таких стыков прини¬

мается нагрузка, соответствующая сдвигу и = 1 мм.
Жесткость стыка по большей части определялась на образцах с

искусственной (начальной) трещиной между элементами и бетоном

замоноличивания. В действительности же такая трещина может и

не образоваться. Помимо этого жесткость зависит также от спосо¬

ба образования начальной трещины. Перечисленные факторы су¬

щественно отражаются на величине сдвига м, как это показано на

рис. 2.42.
Если предположить, что бетон замоноличивания оказывает

сопротивление сдвигу и лишь в месте нахождения бетонных шпо¬

нок, то жесткость КшП одной шпонки как призмы, деформирующей¬

ся при сдвиге с модулем G, по обозначениям величин, приведенных

на рис. 2.43, можно представить в виде равенства:
Кшп — ~Р »	(2-15)
Д| г
где коэффициент к| учитывает влияние на «работу шпонки начальных трещин

и других дефектов, а также уровень нагрузки £.
85

При сдвиге и смещается также и арматура, в результате чего

образуется вертикальная составляющая Qa. Предположим, что

смещение арматуры произойдет в определенной- области разруше¬

ний длиной tR. Из подобия эпюры деформации ^составной эпюры

по рис. 2.43 б при условии, что и < t, для составляющей Qa полу¬

чим соотношение
Qa —'
Г [к HJ
150
100
50
0х
2
Тип 1а-5ез трещины
УТип 16 -хорошее

/ сцеп/гение

У . 1
Л 6!
yATunIg

/ трещи
15
- ширина

’мы 0,5мм
16 JCTun'j

/ трещи
Тд - ширина

ни 1мм
025
Рис. 2.42. Влияние сцепления бетона

замоноличивания с бетоном элементов

на величину смещений и в ходе испы¬

таний ДИА/Г-0
Гс
/

/'
0,50 и [мм]
Рис. 2.43. Обозначение величин для
расчета на жесткость при влиянии
шпонки а и арматуры б
1	— панель; 2 — трещина; 3 — бетон замо¬

ноличивания; 4 — область перемещений

арматуры
Тогда с учетом равенства (2.7) жесткость арматуры составит
Ка = Ла.п/*а-	(2.16)
При этом предполагаем, что арматура увеличивает жесткость

лишь в области II полного использования шпонок (рис. 2.32), поэ¬

тому вместо А/а.н подставим усилие в виде
Wa.n = tfa-ЛГа.ш,	(2.17)
где iVa.Hi = tg <pka Тш—см. формулу (2.7).
Жесткость монолитного пояса перекрытия /Свен (панелей пе¬

рекрытия /Спер) определяют как для шпонки, т. е. по формуле (2.15),

исходя из модуля сдвига G бетона монолитного пояса (перекрытия)

и из площади сечения монолитного пояса (взаимодействующей

части перекрытия).
86

Суммарная жесткость стыка на высоту одного этажа К задается

суммой жесткостей всех шпонок, монолитного пояса, перекрытия

и поперечной арматуры.
Сравнение расчета по приведенным выше формулам с результа¬

тами испытаний показало, что в формуле (2,15) коэффициент из¬

меняется в диапазоне от 10 до 50:
20 — для испытаний ВУПС/Ф и типов IB, ПБ, Д и Е для испы¬

таний ВУПС/Ч-Г;
10 — для типов IA испытаний ВУПС/Ч-Г;
50 — для типа 1Б испытаний ВУПС/Ч-Г;
15	— для испытаний ДИА-Г-0 и ЦЕС/П;
25 — для испытаний СУ/П.
Коэффициент ta в формуле (2.16) следует принять равным:

1,5 мм — для испытаний ЦЕС/П с гладкими боковыми поверхнос¬

тями; 2 мм — для всех прочих испытаний (кроме испытаний СУ/П)

(причем для моделей ВУПС/Ч-Г такая величина была уменьшена

в соответствии с масштабом модели); для испытаний СУ/П величина

ta была поставлена в зависимость от диаметра стержней; при диа¬

метрах, равных 7,10 и 14 мм, величина 4 —1,2 и 6 мм, что являет¬

ся следствием различной величины опорных поверхностей и раз¬

личной степени вдавливания стержней в бетон в пластическом

состоянии.
Эффективная ширина панелей перекрытия при расчете жестко¬

сти стыка в испытаниях ВУПС/Ф (рис. 2.29) была определена по

формуле
6л = 2Лдер.
Для стыков с гладкими боковыми поверхностями значение

•Кшп = 0* Для стыков ЦЕС/П жесткость рассчитывали по форму¬

ле (2.16). Расчет хорошо характеризовал испытания для величины

t& = 1,5 мм.
Учитывая большое рассеяние результатов испытаний, сравне¬

ние экспериментальных данных с расчетными данными статисти¬

ческой оценке не подвергалось1.
хНа основе испытаний, проведенных в МНИИТЭП, установлено, что де¬

формация шпоночного стыка при сдвиге возникает в основном за счет обжа¬

тия площадки смятия. Податливость площадки смятия предложено опреде¬

лять по эмпирической формуле Лсм = /ш/ (£FCM), где /см — условная дли¬

на шпонки, равная 0,5 м; Е — модуль упругости бетона замоноличивания

стыка; FCM — площадь смятия шпонки. Податливость при сдвиге шпоноч¬

ного соединения А.шп в целом равна сумме податливостей площадок смятия

Ясм и податливости при сдвиге собственно шпонки, определяемой по форму¬

ле Лсд = г/ (GFm), где приняты те же обозначения, что и в формуле (2.15).

Указанный прием вычисления податливости шпоночного стыка использован

в Инструкции [1]. (Прим. науч. ред.)
87

2.3. ДЛИТЕЛЬНЫЕ ДЕФОРМАЦИИ СДВИГА

ВЕРТИКАЛЬНЫХ ШПОНОЧНЫХ СТЫКОВ
2.3.1.	Методика испытаний
Взаимные сдвиги стеновых панелей, возникающие во время

возведения здания из-за неодинаковой нагрузки на стены и различ¬

ной деформативности, продолжаются и в эксплуатационный период.

Причинами дополнительных взаимных сдвигов стен являются не¬

одинаковые деформации усадки и ползучести сопрягаемых стен, в

том числе сжатых горизонтальных стыков панелей, неравномерные

осадки основания, температурные климатические воздействия, а

также действие горизонтальных (ветровых и сейсмических) нагру¬

зок.
Горизонтальные нагрузки вызывают кратковременные сдвиги

вдоль стыков. Остальные нагрузки и воздействия порождают дли¬

тельные деформации сдвига, сопровождающиеся развитием дефор¬

маций ползучести бетона стыковых соединений. Ползучесть при

сдвиге увеличивает податливость стыковых соединений й тем самым

уменьшает усилия сдвига в стыках.
В связи с отсутствием прямых экспериментальных данных

о ползучести при сдвиге бетона шпоночных стыков в МНИИТЭП

М. Я. Шустерманом под руководством В. И. Лишака выполнены

лабораторные исследования шпоночных соединений при длитель¬

ном действии сдвигающих усилий.
Опытные образцы состояли из двух фрагментов внутренней сте¬

новой панели с одной шпонкой (рис. 2.44). Учитывая, что в зда¬

нии для соединения панелей предусмотрены сварные арматурные

связи по высоте, а также тот факт, что поперечные деформации стен

происходят в стесненных условиях, в опытных фрагментах стеновых

панелей были предусмотрены по 4 арматурных выпуска диаметром

10 мм из стали класса A-III, которые сваривались друг с другом

при монтаже через накладку из стержня того же диаметра и клас¬

са стали.
При свободной длине арматурных стержней в 200 мм они прак¬

тически не влияли на взаимные сдвиги фрагментов панелей, но в

то же время создавали упругое препятствие поперечным смещени¬

ям фрагментов.
Размеры шпонок были приняты: высота (длина) для фрагмен¬

та панели 35 см, для бетона замоноличивания 40 см, глубина 2,5 см

(рис. 2.45).
В соответствии с параметрами пружинной установки толщина

фрагментов панелей принята 12 см.
Фрагменты панелей формовали из бетона марки М 300 и пропа¬

ривали. После изготовления опытные образцы выдерживали в те¬

чение месяца в естественных условиях при положительной темпе¬

ратуре воздуха с целью получения более стабильных свойств у

бетона разных замесов.
88

Замоноличивание шпонок всех опытных образцов было прове¬

дено бетоном одного замеса марки М 250.
Все опытные образцы перед замоноличиванием предварительно

были соединены сваркой арматурных выпусков и смонтированы в

пружинных установках. Во избежание сцепления пропаренного

бетона фрагментов с бетоном замоноличивания боковые поверхно¬

сти последних были смазаны машинным маслом. Отсутствие сцеп-
Рмс. 2.44. Общий вид установки Для

■испытания стыка на длительный сдвиг
Рис. 2.45. Схема расстановки дрибо-

ров для испытания стыка на длитель¬

ный сдвиг
ления между бетоном фрагментов и бетоном замоноличивания обес¬

печивало более четкое проявление исследуемых факторов. Шпонку

бетонировали в вертикальном положении с последующим уплот¬

нением глубинным вибратором.
Сборка и замоноличивание опытных образцов в пружинных

установках позволили избежать возможных нарушений контакт¬

ной зоны шпонки до испытаний.
Опытные образцы были загружены при различных возрастах

бетона замоноличивания шпонок (4, 7, 14, 28, 80 и 150 сут). Были

приняты два уровня длительно действующих нагрузок: 0,21 и 0,42

разрушающей нагрузки Топ, определенной при испытаниях крат¬
89

ковременной нагрузкой. К моменту загружения первого образца

возраст пропаренного бетона составлял 29 сут.
Загружение образцов длительно действующей нагрузкой велось

ступенями по 0,1 Тдлпт (Тдлиг — длительно действующая нагрузка)

с выдержкой на каждой ступени 4 мин. Деформации ползучести,

набегавшие за время выдержек, были отнесены к деформациям

ползучести.
Сдвигающая нагрузка при испытании всех образцов приклады¬

валась таким образом, чтобы линия ее действия проходила через се¬

редину бетона замоноличивания шпонки. Деформацию усадки бе¬

тона замоноличивания шпонки исследовали на двух идентичных

образцах, но без внешней нагрузки. Деформации усадки измеряли

в непосредственной близости от контактной зоны бетона фрагмента

и бетона замоноличивания. Одновременно измеряли температуру

и влажность воздуха в лабораторном помещении.
Деформации ползучести и усадки определяли индикаторами с

ценой деления 0,001 мм.
2.3.2.	Прочность и деформации

при кратковременном загружении
С целью определения характера работы и разрушения, а также

величины длительно действующей нагрузки предварительно про¬

ведены кратковременные испытания стыков до разрушени';. Все¬

го испытано 6 стыков: 4 — с целью определения характера их ра¬

боты (ВСК-1, 2, 3, 4) и 2 — для определения уровня длительно¬

действующего усилия (ВСК-5, 6). Характеристики испытанных

стыков приведены в табл. 2.10.
Разрушение образцов ВСК-1, 2, 5, 6 при испытании произош¬

ло от раскалывания бетона замоноличивания по диагонали, а об¬

разцов ВСК-3 и ВСК-4—от смятия опорных граней шпонок. В об¬

разцах ВСК-1,2, 5, 6 при повороте фрагмента панели вокруг цент¬

ра вращения возникали горизонтальные усилия, приложенные к

выступам бетона за пределами шпонок, которые вызывали растя¬

жение в углу и последующее раскалывание бетона.
Образцы БСК-3, 4 не имели выступов бетона, поэтому горизон¬

тальные усилия погашались силами трения между бетоном шпон¬

ки и образца. Такое приложение сил вызывало эффект обоймы и

повышало несущую способность.
Результаты испытаний и теоретических подсчетов представле¬

ны в табл. 2.11. Расчетные значения усилий для образцов ВСК-1,

2, 5, б определены как произведение фактической площади раскола

бетона замоноличивания шпонки на соответствующую прочность

бетона при растяжении, а для образцов ВСК-3, 4 по формуле Тш =

= 2,75 RupFCM.
Для определения влияния предварительного длительного об¬

жатия на прочностные и деформативные свойства шпонки были

испытаны 3 образца (ВСПк-7, ВСПк-80 и ВСПк-150) после их вы-
90

Таблица 2.11. Характеристика опытных образцов вертикального стыка

при кратковременных испытаниях
N
Маркиров¬

ка образ¬

ца
Прочность бетона, МПа
Разрушающее

усилие сдвига,

кН
Отношение TQn/T
Коэффициент

податливости

стыка А.шпх

Х10в, см/МПа
фрагмента
панели
замоноличивани л

шпонки
кубиковая
К
СО
X
X
О)
2
СП о,
X Z7
соГ
кубиковая
■ к

«8

X

*

о

S
S &
о. а

cQJ
на растяже¬

ние #р
модуль упру¬

гости Eq
в
о
Е~.
4)
О
S
н
Я
с
о
расчетное Т
опытное
значение
расчетное
значение
ВСК-1
27,3
19,5
26,7
22
2
25000
95
107
0,89
0,6
0,62
ВСК-2
27,3
19,5
27
22,5
2,3
26 000
130
124
1,05
0,6
0,62-
вск-з*
28
19,6
18,7
13
1,9
21 000
138
114
1,21
0,7
0,74
ВСК-4*
28
19,6
18,7
13
1,9
21 000
140
114
1,22
0,6
0,74
ВСК-5
35,6
25,8
28,5
18,3
1,86
21 000
112
100
1,12
0,77
0,71
ВСК-6
37
26
28,5
18,5
1,96
25000
120
105
1,14
0,52
0,6
ВСПк-7*

—
—
19,3
1,92
22 500
155
170
0,91
0,8
0,74
ВСПк-80

—
—
19,3
1,92
22 500
80
80,6
0,99
0,76
0,74
ВСПк-150

—
—
19,3
1,92
22 500
100
103
0,97
0,66
0,74
* Образцы разрушались от смятия опорной грани шпонки,
держки под нагрузкой в течение 450 сут. Уровень длительно дей¬

ствующей нагрузки был равен 25 кН. При испытании образец

ВСПк-7 разрушился от смятия опорной грани шпонки, а образ¬

цы ВСПк-80 и ВСПк-150 от раскалывания бетона замоноличива¬

ния. Такой характер разрушения этих образцов вызван теми же

причинами, что и образцов, не подвергавшихся предваритель¬

но воздействию длительного обжатия. Для образцов ВСПкг7,

ВСПк-80, ВСПк-150 механические характеристики бетона шпонок

перед их испытанием кратковременной нагрузкой до разрушения

специально не определялись, поскольку технически трудно соз¬

дать идентичные условия для контрольных образцов и нагружен¬

ного бетона шпонки. Для определения расчетной разрушающей

нагрузки были взяты характеристики бетона для возраста 150

сут. Можно допустить, что после 150 сут рост прочности бетона

будет несущественным.
Испытания ВСПк-80, ВСПк-150 показали, что предварительное

длительное обжатие вертикального стыка при различных возрастах

прочности бетона замоноличивания не влияет в последующем на их

прочностные характеристики.
При испытании кратковременной нагрузкой до разрушения и в

процессе загружения образцов длительно действующей нагрузкой

были замерены деформации сдвига.
Эти измерения показали, что на диаграмме «сдвигающее усилие —

сдвиг» шпоночного стыка можно выделить три характерных участка.

Первый — начальный нелинейный участок, граница которого на-
91

Ходится в пределах 0,15 TPazVy второй — участок линейной зави¬

симости деформаций сдвига, граница которого 0,3—0,5 TVa3V,

третий — нелинейный вплоть до разрушения стыка.
Первый участок в работе шпоночного стыка возникает вследст¬

вие первоначального обмятия неровностей и закрытия зазоров в

зоне контакта, образующихся из-за деформаций усадки и осадки

свежеуложенного бетона. Кроме того, здесь может оказывать влия¬

ние сцепление между бетоном замоноличивания и бетоном панели по

плоскости сдвига. Подтверждением этому служит тот факт, что при

испытании до разрушения образцов, предварительно находивших¬

ся под действием длительной сдвигающей нагрузки, начальный уча¬

сток нелинейных деформаций отсутствовал.
Необходимо отметить, что нелинейные деформации на начальных

этапах загружения характерны для всех типов контактных стыков.

Такие же явления наблюдались при испытании горизонтальных

растворных швов (контактных). При малых напряжениях в шве

имели мест9 участки нелинейных деформаций.
Для дальнейшего анализа полученных результатов начальные

участки нелинейных деформаций исключали из общих деформаций.

Деформация сдвига до уровня примерно 0,5 ТРазР имеют линей¬

ную зависимость от сдвигающего усилия. Затем линейная зависи¬

мость нарушается и скорость роста деформаций обгоняет рост сдвига¬

ющих усилий. Перед разрушением деформации сдвига могут достиг¬

нуть 1 мм.
Деформативные свойства стуков характеризуются коэффициен¬

том податливости А-шп, представляющим собой деформацию стыка,

вызванную единичной нагрузкой.
В Инструкции [1] для определения коэффициента податливости

рекомендована зависимость
где Ешп —''модуль деформации бетона замоноличивания стыка, МПа; Fcм —

площадь, смятия шпонки (см2); FCK — площадь среза шпонки (см2); ^Шв —

толщина шва между стыкуемыми панелями (см); /Шп — глубина шпонки

(см); /См — условная длина шпонки при определении деформации смятия,

равна 25 см.
Полученные экспериментальные значения коэффициента подат¬

ливости (см. табл. 2.11) имеют хорошее совпадение со значениями,

вычисленными по формуле (2.18), при условии ограничения дефор¬

мации стыка величиной 1 мм.
2.3.3.	Деформации усадки
Замеры деформаций усадки бетона замоноличивания вертикаль¬

ного стыка были начаты через 2 сут поЪле замоноличивания шпон¬

ки. Деформации усадки (рис. 2.46) наиболее интенсивно нарастали

первые 40 сут, затем наступило значительное их замедление. На¬

ибольшая скорость роста усадочных деформаций наблюдалась в
(2.18)

течение первых десяти дней. За это время деформация усадки до*

стигла 0,04 мм, что составляет более 60% величины, замеренной в

течение всего срока наблюдения. К 70 сут деформация усадки до¬

стигла максимума и составила 0,06 мм. В дальнейшем рост усадоч¬

ных деформаций практически стабилизировался. Наблюдались лишь

небольшие изменения деформаций, связанные с изменением темпера¬

туры и влажности окружающего воздуха.
Высокую скорость роста деформации усадки в начальный пе¬

риод можно, по-видимому, объяснить, с одной стороны, отсосом

влаги из свежеуложенного бетона пропаренным бетоном фрагмен¬

тов опытного образца,^ другой — температурно-влажностным режи¬

мом окружающей среды.'
ь
S343

& §

I1
30
20
/rZ.

//—
if
1 ■
*
-
'
40 80 120 160 200 2Ь0 280 ^ J20 360 W0 МО W

Длительность наблюдений, сутки
Рис. 2.46. Деформации усадки образца, испытанного на длительный сдвиг
В течение первых десяти дней наблюдений температура воздуха

мало изменилась и в среднем составляла 20° С, тогда как влажность

воздуха упала с 82 до 58%. Затем до 40 сут влажность воздуха уве¬

личивалась при постоянной температуре, скорость и величина при¬

роста усадочных деформаций в это время снижались. Между 40-ми

и 80-ми сутками наблюдений влажность воздуха уменьшилась при

постоянной температуре, деформации усадки при этом росли. Меж¬

ду 80-ми и 120-ми сутками температура падает, влажность растет, а

деформации усадки уменьшаются. В дальнейшем изменение вели¬

чины деформации усадки в точности следует за изменением темпе¬

ратуры и влажности окружающего воздуха.
2.3.4.	Деформации ползучести при сдвиге
Предельные величины деформаций ползучести шпонки при всех

исследованных возрастах бетона замоноличивания оказались ли¬

нейно зависящими от уровня нагружения (рис. 2.47) 0,2 й 0,4 Традр.
Линейный характер деформаций ползучести при исследованных

уровнях усилий можно объяснить следующим образом. При крат¬

ковременном нагружении контактные напряжения передаются край¬

не неравномерно по поверхности контакта. В местах концентрации

напряжений развиваются пластические деформации, локализую-
93

щиеся в зоне контакта. При длительном нагружений происходит

выравнивание напряжений по поверхности контакта, что в свою

очередь приводит к исчезновению зон пластических деформаций, а

деформации ползучести до определенного уровня делаются пропор¬

циональными величине усилия обжатия. Абсолютные деформации

ползучести вертикального стыка нарастали в течение 400 сут, после
а)
0,5
I 0,3
I*
I*/
§ь
0 40 др ПО т 20Q 240 280 32Q Щ- Щ Щ 4$.
Ллитлшст тётИтя, у та
01
0,3
о,г

0,1
Рис. 2.47. Деформации ползуче¬

сти при сдвиге шпоночного сое¬

динения:
а — нарастание деформаций во вре¬

мени; б — предельные величины

деформаций в зависимости от

сдвигающей нагрузки и возраста

загружения
1—4 сут; II — 14 сут; III—28 сут;

IV — 150 сут
О 10 20 JO W 50

Нагрузка S л//
чего практически наступала их полная стабилизация. Наиболее ин¬

тенсивно деформации ползучести нарастали в течение первыхЧ 60

сут наблюдения, а величина их за это время составила свыше 80%

замеренных деформаций за все время наблюдения. За время выдерж¬

ки под нагрузкой в течение 457 сут деформации ползучести верти¬

кального стыка превысили соответствующие упругомгновенные де¬

формации при возрастах загружения от 4 до 28 сут в 2,4—1,2 раза,

а при возрасте загружения в 150 сут оказались меньше упруго¬

мгновенных и составили 0,8—0,9 величины последних; деформации

ползучести вертикального стыка превзошли деформации усадки в
94

'0 20 w . 60 80 700 120 M 160

дозраст загружена я, сутки.
Рис. 2.48. Предельная мера ползучести при сдвиге шпоночного стыкового'сое-

динения в зависимости от возраста загружения

/ — по формуле (2.13); 2 — по формуле (2.14)
4—7 раз. Затухание деформаций ползучести наступило к 400 сут¬

кам, а деформаций усадки — к 80 суткам.
Для характеристики деформаций ползучести вертикального

стыка введем понятие меры ползучести при сдвиге стыкового сое¬

динения Ссд (t, т), м/Н, которая характеризует величину абсо¬

лютной деформации стыкового соединения от единичной нагрузки.
Полученные экспериментальные значения меры ползучести в за¬

висимости от возраста загружения вертикального стыка были ап¬

проксимированы аналитической зависимостью, предложенной Н.Х.

Арутюняном [10].:
ССд(*,т) = т1(0./(г-т),4	(2.19)
Длительность наблюдений, сутки
Рис. 2.49. Влияние длительности загружения на деформации ползучести при

сдвиге шпоночного стыкового соединения

/ — экспериментальные данные; 2 — по формуле (2.15)

Удельные деформации ползучести C(t, т) wJcm/h
<d
о»
Длительность наблюдений, сутки
Рис. 2.50. Сравнение экспериментальных и теоретических значений меры ползучести шпоночного стыка при сдвиге

1 — экспериментальные значения; 2 — по формуле (2.20); 3 — по формуле (2.21)

где г] (/)—функция, характеризующая влияние возраста загружения на

предельную величину меры ползучести и имеющая размерность м/Н; f (t—т) —

безразмерная функция, зависящая от продолжительности наблюдения (t — т)

и характеризующая последствие нагрузки.
Зависимость (2.19) удобна тем, что позволяет для описания дли¬

тельных деформаций использовать минимальное число параметров.
Для аппроксимации функции г] (т) использованы две зависимо¬

сти:
гиперболическая
n(T)^4,2+-gqMlO-’, м/Н	(2.20)
и экспоненциальная
Г](ч) = (4,2 + 6,65“0,042т) 10-7, м/Н.	(2.21)
Кривые, построенные по формулам (2.20) и (2.21), достаточно хо¬

рошо ложатся на экспериментальные точки (рис. 2.48).
Функция f (t — т), отражающая зависимость деформаций пол¬

зучести от длительности обжатия, должна давать быстрый рост на

начальных участках, что соответствует быстрому приращению де¬

формаций ползучести сразу после загружения, и последующее

снижение скорости роста, что соответствует постепенной стабили¬

зации деформаций ползучести. При (t — т) -> оо значения функции

f(t — т) асимптотически приближаются к своему пределу, рав¬

ному единице. Функция f (t — т) аппроксимирована зависимостью

вида
f(t—x) = 1__е-°.2*4(<-т)0>\	(2.22)
На рис. 2.49 представлены опытные значения точек функции

f (t — т), подсчитанные по формуле (2.27). Как следует из рис. 2.49,

опытные и расчетные точки функции имеют весьма близкое совпа¬

дение.
-На рис. 2.50 нанесены значения меры ползучести вертикального

стыка, рассчитанные с учетом формул (2.20) и (2.21).
4 Зак. 1804

Глава 3
ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ СТЫКОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ

ПАНЕЛЕЙ ВНУТРЕННИХ СТЕН И ПЕРЕКРЫТИИ
3.1.	ТИПЫ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИИ
По способу передачи сжимающих нагрузок в стенах горизонталь¬

ные стыки подразделяются на платформенные, контактные и ком¬

бинированные (рис. 3.1). Сжимающая нагрузка в перечисленных

типах стыков передается:
в платформенных — преимущественно через опорные участки

перекрытий;
о)
6)
г)
h
М
Ьол h
Рис. 3.1. Типы горизонтальных стыков панелей внутренних стен с перекрытиями
а — платформенный: б — контактный с опиранием панелей через растворный шов; в —

монолитный контактный; г — комбинированный
в контактных — непосредственно через слой раствора или бе¬

тона, уложенного в полость стыка, минуя перекрытия;
в комбинированных — через опорные участки перекрытий и

контактные площадки стеновых панелей.
Опыт строительства панельных зданий показал, что платформен¬

ный стык весьма надежен, позволяет применять наиболее простые

в изготовлении панели стени перекрытий с плоскими торцами, тре¬

бует минимального применения мокрых процессов. При платфор¬

менных стыках между стеновыми панелями и опорными участками

панелей перекрытий устраивают два растворных шва. Раствором

также заполняют полость между торцами панелей перекрытий в

стыке. На первом этапе панельного домостроения в пятиэтажных

домах применяли также платформенные стыки, в которых перекры¬

тия укладывали на стены без раствора, насухо. Однако такие стыки

имели низкую несущую способность и были воздухо-и звукопрони¬

цаемы. Поэтому по эксплуатационным соображениям от них отказа¬

лись. С развитием многоэтажного панельного строительства стыки,

в которых перекрытия уложены на стены насухо, стали не удовлет¬

ворять также условиям прочности для многоэтажных зданий. В ряде

случаев оказывается недостаточной прочность при сжатии плат¬
93

форменных стыков с растворными швами. 6 этом случае применяют

различного типа контактные стыки. При контактных стыках стено¬

вые панели проектируют с консольными уширениями вверху для

опирания перекрытий. Применяют также контактные стыки, в кото¬

рых перекрытия опираются на стены не по всей длине, а только на

отдельных участках (на опорные пальцы).
Для опорных пальцев в стеновых панелях устраивают специаль¬

ные гнезда или всю полость стыка заполняют бетонной смесью на

монтаже.
Контактные стыки имеют более высокую несущую способность

при сжатии, но их применение сопряжено с усложнением изготовле¬

ния панелей. При монолитных контактных стыках возникают допол¬

нительные трудности при возведении зданий в зимних условиях.
Комбинированные стыки применяют в основном для стен с одно¬

сторонним опиранием перекрытий (стены лестничных клеток, по¬

перечные стены деформационных швов).
Статическая работа таких стен сходна с наружными стенами, оса*

бенности ее рассмотрены в гл. 4.
3.2.	КОНТАКТНЫЕ СТЫКИ
В контактном стыке сжимающая нагрузка передается от одной

панели к другой через слой раствора. Податливый раствор в шве

способствует выравниванию, хотя и не полному, сжимающих на¬

пряжений в стыке (по сравнению с сухим стыком без раствора),

но податливый растворный шов слабо противодействует попереч¬

ному расширению бетона в опорных сечениях панелей при сжатии.

Поэтому прочность опорных сечений ниже прочности удаленных

от стыка сечений при условии, что на их прочность не влияет про¬

дольный изгиб панелей. Если прочность раствора в шве значитель¬

но превосходит прочность бетона панелей, как это иногда имеет

место в стенах из бетонов на пористых заполнителях, то растворный

шов может, наоборот, препятствовать поперечному расширению

бетона в опорном сечении панелей при продольном сжатии, в

результате чего прочность опорных сечений может быть даже выше

прочности сечения по телу панели.
С целью определения прочности при сжатии опорных сечений па¬

нелей, соединенных контактным стыком, в ЦНИИСК им. В. А. Ку¬

черенко, МНИИТЭП, ЦНИИЭП жилища и в других организациях

были проведены испытания опытных образцов.
По результатам испытаний определили коэффициент т^1, рав¬

ный отношению опытной разрушающей нагрузки №п к прочности

горизонтального сечения стены, подсчитанной как произведение

площади сечения F на призменную прочность бетона /?пр.
Сжимающая нагрузка была приложена к опытным образцам

вдоль их геометрической оси. Однако из-за неоднородности раствор¬

ных швов и бетона панелей некоторые образцы в зоне шва были за-
4*
99

Таблица 3.1. Результаты испытаний в ЦНИИСК контактных стыков
э
со
<0
СХ
XD
О
2
СЗ
С
2
3
СО
Е
2
а
а
о:
Ящ
F
МПа
р°П
,„оп
тт. ш
тш
топ
ш
^пр
т.„ —
Ш ¥*пр
aN “
тш
6
15,5
11,5
•
1,35
10,5
0,913
2
1,33
0,916
0,99
1
12,5
11,5
1,09
10,05
0,874
1,8
1,2
0,91
0,96
2
7Д
11,5
0,617
10,83
0,942
1,5
1
0,885
1,06
7
1,81
11,5
0,157
7,5
0,652
1,5
1
0,754
0,86
4
0
11,5
0
10,41
0,905
2
1,33
0,6(0,87)
1,51(1,04)
3
17,1
10,7
1,6
10,36
0,968
1,8
1,2
0,935
1,03
5
10
10,7
0,93
10,48
0,979
2
1,33
0,813
1,2
И
2,52
10,7
0,235
7,33
0,685
1,8
1,2
.0,753
0,91
8
1,74
10,7
1,63
7,5
0,701
1,5
1
0,757
0,925
10
0
10,7
0
6,66
0,622
2
1,33
0,468
1,33
9
0
11,5
0
10,5
0,913
1,5
1
0,6(0,87)
1,52(1,05)
гружены внедентренно. В этом случае коэффициент т£п определяли

по формуле
ОП.= Л/0П .	(3.1)
ш FRup 1|)
где
q = (l-~eoh(h.)l(l-eobb);	(3.2)
^оЛ* еоЪ — эксцентриситеты продольной сжимающей силы соответственно по

толщине и длине опытного образца относительно его продольной оси; Л, b —

соответственно толщина и длина образца.
И. Т. Котовым в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко проведе¬

на серия испытаний с целью выявления влияния монтажного

растворного шва на прочность стыка и определения деформаций

растворного шва [13]. Были испытаны образцы, состоящие из двух

по л у пане лей размером 100 X 120 X130 см. Панели были армированы

конструктивной арматурой — каркасами из стержней диаметром

4 мм. Шаг каркасов по вертикали и горизонтали 45 см. Результаты

испытаний приведены в табл. 3.1.
Полученную опытным путем величину коэффициента т°п срав¬

нивали с расчетной, определяемой по формуле
тщ —I—- рв.р--*	<3-3)
C-{-RjafRn'p
где а, с — эмпирические коэффициенты; Rm — кубиковая прочность ра¬

створа в шве; /?пр — призменная прочность бетона стеновой панели.
Формула (3.3) имеет такую же структуру, как и предложенная

JI. И. Онищиком формула для определения прочности каменной

кладки в зависимости от прочности раствора в швах. На основании

обработки выполненных в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко испыта¬

ний контактных стыков В. А. Камейко предложил принять а =

= 0,1, с = 0,25. Формула (3.3) с упомянутыми величинами коэффи-
109

ЦйенТов была включена в «Указания по проектированию конструк¬

ций крупнопанельных жилых домов» СН 321-65 (М., Стройиздат,

1966).
Проведенные в последующие годы экспериментальные исследо¬

вания показали, что формула (3.3) справедлива для растворных швов

толщиной около 2 см, для тонких же швов прочность опорных сече¬

ний оказывается заниженной, а для толстых, наоборот, завышен¬

ной.
Для выявления влияния толщины ра¬

створных швов на прочность опорных

сечений панелей при контактных сты¬

ках в МНИИТЭП проведена большая

серия испытаний [14].
Для испытания контактных стыков

применяли наиболее простые элементы

сечением 14x30 см. При этом нижний

элемент высотой 50 см имитировал

исследуемый отрезок нижней панели

стыка. Верхний элемент имел размер

10 см. Участки отрезков' панелей, при¬

мыкающие к траверсам пресса, были,

уширены и усилены сетчатым армиро¬

ванием (рис. 3.2).
Для оценки несущей способности

стыка был испытан отдельно элемент

без стыка, который являлся эталоном

для сравнения. Бетонные образцы име¬

ли призменную прочность от 24 до

36 МПа. Отдельные группы образцов

различались-толщиной монтажных растворных швов. Были приня¬

ты толщины растворных швов при обычном растворе 0,5; 1 ; 3 и 5 см

и при швах на цементной пасте 0,5 и 3 см.
На стадии загрузки, предшествующей разрушению, появлялись

трещины в бетоне панели вблизи растворного шва и затем наступало

разрушение (скалывание) бетона.
Результаты испытаний приведены в табл. 3.2.
При одинаковой толщине шва и прочности обычного раствора и

цементной пасты получена примерно одинаковая прочность стыка.

При толщине шва 0,5 см независимо от прочности раствора и це¬

ментной пасты получена прочность стыка, соответствующая приз¬

менной прочности бетона без понижающих коэффициентов.
Для учета влияния толщины растворного шва было предложено

в формуле (3.3) принимать коэффициент а = 0,1 тт.ш, где тт.ш =

= 8 tjjh Цш — толщина шва; h — толщина стеновой панели).
Сопоставление опытных и расчетных величин коэффициента при¬

ведено в табл. 3.1 и 3.2.
В опытах И. Т. Котова [13] толщина шва была в среднем 2 см.
Рис. 3.2. Общий вид и

размеры (в см) образ¬

цов стыка, испытанных в

МНИИТЭП
101

Таблица 3.2. Результаты испытаний МНИИТЭП контактных стыков
Серия
со
с
Й
а
.Й
£
о,

. в

К
Лпр
оп .

тш при толщине шва гш, см
тш при тт т
ОН , . , ,
nN~ тш /тт при ш (см)
0,5
1
3
5
0,286
0,571
1 ,714
2,86
0,5
1
3
5
1
2
3
4
5
6
7
8
ы
9
10
11
12
13
14
15
16
I
3
2.5
2.5
27
30
30
0,111
0,083
0,083
0,98
1,01
1,02
0,98
0,75
0,87
0,55
0,5
0,71
0,4
0,73
0,27
0,921
0,914
0,914
0,842
0,829
0,829
0,525
0,486
0,486
0,208
0,142
0,142
1,06
1,1
1,11
1,16
0,905
1,05
1,05
1,03
1,46
1,92
2,32
1,9
II
10
9,5
10
27,5
25
28
0,364
0,38
0,357
1,05
1,16
0,9
0,93
1,08
1
0,82
0,92
0,94
0,75
0,9
0,65
0,953
0,954
0,953
0,907
0,909
0,906
0,72
0,728
0,717
0,534
0,546
0,529
1,1
1,21
0,94
1,02
1,18
1,1
1,14
1,26
1,31
1,4
1,64
1,23
III
17,5
18
17
29.5
27.5

32
J
0,593
0,654
0,531
1
0,91
0,94
0,93
0,82
0,94
1
0,88
0,91
0,49
0,83
0,83
0,976

1 0,981

0,963
0,952
0,962
0,927
0,855
0,888
0,78
0,759
0,813
0,633
1,02
0,93
0,97
0,98
0,85
1,01
1.17

0,99
1.17
0,65*
1,02
1,31
IV
13,5
31
0,435
—
—
0,87
0,84
0,95
—
—
—
)
0,75
—
—
—
1,16
1,12
1,27
—
•Образец имел повреждение до испытания.

Для всех образцов, кроме двух (№ 4 и 9), в которых раствор

шва имел нулевую прочность, получено достаточно хорошее сов¬

падение опытных и расчетных величин коэффициента тш. В образ¬

цах № 4 и 9 при их обжатии нагрузкой раствор уплотнялся и тол¬

щина шва уменьшалась до 5 мм. Величина коэффициента mm, под¬

считанная с учетом фактической толщины шва и указанная в табл.
3.1	в скобках, практически совпадает с опытной величиной коэф¬

фициента пг\”.
По данным испытаний МНИИТЭП при толщине швов от 0,5 до 3

см расчетная величина коэффициента тш незначительно отличает¬

ся от полученной в опытах. Для швов толщиной 5 см расчетная

величина оказалась ниже опытной, в связи с чем предложенная фор¬

мула, учитывающая влияние толщины растворного шва, может быть

рекомендована для расчета при отношении толщины шва к толщине

стены не более 0,33.
Для практического использования целесообразно в формуле

(3.3) выразить величину призменной прочности Rщ, стеновой па¬

нели через марку бетона JRCT и представить в виде
m 1	О.О&Ит.пг
тш-1- 0,2+Лш/ЛСТ ’	(3'4)
где ntf .ш = 8 £щ //ton •
Формула (3.4) приведена в Инструкции [1].
3.3.	ПЛАТФОРМЕННЫЕ СТЫКИ
3.3.1.	Влияние прочности раствора,

величины опирания плит перекрытий

и конструктивных особенностей стыковых соединений

на их прочность
Платформенные стыки, испытанные в ЦНИИСК им. В. А. Куче¬

ренко [16], состояли из двух отрезков панелей и двух отрезков плит

перекрытий (рис. 3.3, 3.4).
Панели были армированы конструктивно каркасами из проволо¬

ки 04 мм, расположенными по периметру и посередине панели. Бетон

марки М 200. Фактическая кубиковая прочность бетона составляла

от 19,5 до 29,9 МПа.
Отрезки плит перекрытий в образцах представляли собой балоч-

ки размером 12х 14х 100 см. Они были изготовлены из бетона мар¬

ки М 200 и армированы продольной арматурой диаметром 4 мм для

обеспечения их прочности при монтаже и транспортировании.
Результаты испытания стыков и сравнение с их расчетными дан¬

ными приведены в табл. 3.3. и 3.4,
103

Таблица 3.3 Результаты испытаний платформенных стыков (1 серия)
-* № группы
№ образца
Основная харак¬

теристика образ¬

цов
т
Qи

О
е
а
QJ £
cd
с
Ь.
а
о;
МПа
„оп_ ^ст
V
ч
>»
2
Л
ОП /
п — Шщ /
ш
**пр
0)
о
д
1-
о
се
tr
О
К
a; S

а) са

В С

ЧС

ш >»

О. О.

о и
М«
о
•9»
о
с
е£
5 w
X '

23 д

X о

л х
rz СО
о я

ЕС Си

но

о о
а>
V
*
(=С
а>
а.
и
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
1
1
26
Толщина шва 2

см, опирание

плит перекры¬

тий 5+5 см

(рис. 3.3, а)
10,5
8,6
15.5
15.5
12,4
12,2
0,82
0,79
0,8
0,82
0,79
1
1
1
3
5
25
Толщина шва 3

и 1 см (ступен¬

чатый шов),

плиты перекры¬

тий толщиной

10 и 12 см,

опирание плит

перекрытий 5+

+5 см (рис.

3.3, д)
10,5
8,5
15,5
13,8
12,2
11,2
0,79
0,81
0,8
0,79
0,81
1
1
1
5
23
16
Толщина шва 2

см, опирание

плит перекры¬

тий 5+3 см

(рис. 3.3, г)
10,2
10,2
22
22
15.8
15.8
0,72
0,72
0,72
0,71
0,72
1
1
1
7
4
27
То же, с искус¬

ственно неб¬

режным запол¬

нением швов

раствором, опи¬

рание плит пе¬

рекрытий 5+5

см (рис. 3.3, б)
8,4
8,6
15.5
15.5
10,2
10,5
0,66
0,68
0,67
0,79
0,79
0,£4
0,86
0,85
1.9
34
29
Толщина шва 2

см, вертикаль¬

ный шов клино¬

образный (рис.

3.3, в)
9,2
4,5
18.4
18.4
14,2
12,9
0,77
0,7
1
0,78
0,7
0,99
1
0,73
1
141
3
35
Толщина шва 2

см, торцы плит

перекрытий зуб¬

чатой формы

(рис. 3.3, е)
8,4
14,4
15.5
15.5
13,5
15,2
0,87
0,98
0,92
0,78
0,87
1,12
1,13
1,12
13а
[ 45
Толщина шва 2

см, опирание

плит 5+5 см

(рис. 3.3, а)
3,8
14,6
10,2
0,7
0,7
0,7
1
1
104

По экспериментальным данным определяли коэффициент т°п
который вычисляли по формуле
т°п —
гпш
Nt
on
Ш ,
(3.5)
■ф^пр^пл
где А/°п — разрушающая нагрузка, определенная экспериментально; *ф —

коэффициент, определяемый по формуле (3.2); FПл — площадь опорных участ¬

ков перекрытий п платформенном стыке.
а)
-Л-1
120
ЕЙ
51
б)
т
20
50
к
г)
ЕЯ*
зо
ХлХ»4 СЧ|
40
+*-
50
Фасад

Зазор 10мм
Ш , 400 £00
-v-
д)
I
V
Рис. 3.3. Типы стыков первой и второй серии
а — эталонный; б — с небрежной укладкой раствора в швы; в — с клинообразным вер-

тикальным швом; г — с расширенным вертикальным швом и опиранием перекрытий с од¬

ной стороны на глубину 3 см; д — с неодинаковой высотой плит перекрытий (10 и

12 см), верхний горизонтальный шов с уступами; е — торцы плит перекрытий зубчатой

формы
Коэффициент тЦ1 сравнивали с величиной коэффициента тш,

вычисленного по формуле (3.3), в которой для растворных швов

толщиной от 1 до 3 см принимали коэффициент тт#ш = 1.
Разрушение стыков, как правило, наступало от скалывания бето¬

на панелей под или над плитами перекрытий вначале у одной, а за¬

тем у второй противоположной опоры, расположенной по диагонали

по отношению к первой опоре, с которой началось разрушение.

При прочном растворе в монтажном шве в некоторых случаях раз¬

рушалась верхняя или нижняя панель, а стык оставался неразру¬

шенным.
Вследствие большой разницы в величине модулей упругости бе¬

тона панелей и раствора в шве, особенно при неотвердевших и ма¬

лой прочности растворах (поперечные деформации раствора при его

сжатии в несколько раз больше деформаций бетона), в бетоне вбли¬

зи растворного шва возникают значительные растягивающие уси¬

лия. Это усугубляется еще наличием вертикального шва между тор¬

цами панелей. Вертикальный шов также ухудшает распределение
105

Таблица 3.4. Результаты испытания платформенных стыков (II серия)
3
С
1
и
2
Т~
СО
СГ
со
со
о*
\о
о
*
2
Основная харак¬

теристика образцов
я
О*
О

т

ъ*

о
СО
Pi.
• со
СИ £
СО
с
S
о,
а
с*
^ст
ф
МПа
I оп
тш =
-*ст/(**пр)
1
тш по формуле

1 (3.1)
оп/

п=тш/ тт
1 ■
S О
Л tS

с; <0

о eg

fct О,
о о
<и
0>
д
fct
а
а
X
3 П

« о

5 *
е; СО

Ef U.
н\о

О о
4>
а)
5
а>
Си
и
3
4
б
6
7
8
9
10
11
2
10
30
32
Толщина шва

20 мм, опирание

плит перекры¬

тий 5+5 см

(рис. 3.3, а)
0
0,14
0,23
17.8
20.8

18,4
9,2
8,1
11
0,52
0,39
0,6
0,5
0,5
0,52
0,52
1,04
0,75
1.15
0,98
6
39
41
42
То же, опира¬

ние плит перек¬

рытий 5+3 см

(рис. 3.3, г)
0,23

0 .

0,1
18,4
17.8
17.8
6.4
5.5

7,1
0,35
0,31
0,4
0,35
0,41
0,4
0,41
0,85
0,78
0,98
0,87
8
33
37
То же, опира¬

ние плит перек¬

рытий 5+5 см

с небрежным за¬

полнением раст¬

ворного шва

(рис. 3.3, б)
0,23
0,18
15.5
14.6
7.8
5,2
0,5
0,36
0,43
0,52
0,52
0,96
0,69
0,82
10
31
36
То же, клино¬

образный верти¬

кальный шов

(рис. 3.3, в)
0,16
0,18
18,4
13,6
7
5,8
0,38
0,43
0,4
0,51
0,51
0,74
0,84
0,79
13
44
46
То же, нижний

шов вибриро-

ванный (рис.

3.3, а)
0,13
0,25
14,8
13,6
6,4
8,3
0,43
0,61
0,32
0,5
0,52
0,86

1,17
1,02
38
40
То же. торцы

плит перекры¬

тий с выступа¬

ми зубчатой

формы (рис. 3.3,
е)
0
0,17
17.8
20.8
9,8
11,6
0,55
0,56
0,55
0,5
0,51
1,1
1,1
1,1
106

усилий по сечению при внедентренном сжатии, особенно при сла¬

бых растворах. Все эти причины снижали несущую способность

стыка.
Относительные деформации сжатия бетона панелей, измеренные

индикаторами на базе 60—70 см в образцах на прочных растворах

при нагрузках 0,8—0,9 разрушающей, составили 0,6—0,8* 10“3,
J
Рис. 3.4. Схема испытания узлов сопряжения панелей стен с плитами пере¬

крытий (размеры в см)
/ — тележка пресса; 2— опорные стойки; 3 — траверса пресса; 4 — стеновая панель; 5 —

панель перекрытия; 6 — индикатор; 7 — клинометр; 8 — электротензодатчики сопротив¬

ления; 9 — закладные детали плит перекрытий; 10 — накладки, приваренные к заклад¬

ным деталям; 11 — пористая прокладка
в образцах на растворах прочностью 0,25 МПа — 0,3—0,4-10“3.

Меньшая деформация бетона панелей в образцах при растворах ма¬

лой прочности объясняется тем, что разрушение стыков происходило

при напряжениях примерно в 2 раза меньших, чем при прочном раст¬

воре. Деформации бетона, измеренные тензодатчиками вблизи раст¬

ворных швов в пяти местах по ширине панели, показали большую

неравномерность: отклонений деформаций от средних значений со¬

ставило до 25% при прочных растворах и до 35% при прочности раст¬

вора 0,25 МПа и менее, что объясняется неодинаковыми упругими

свойствами раствора, обусловившими неравномерность распределе¬

ния усилий по сечению панели вблизи шва.
Средние абсолютные величины деформаций сжатия горизонталь¬

ных швов (средние из показаний мессур, расположенных по обе сто¬

роны образца) приведены на рис. 3.5.
107

При растворах малой прочности абсолютные деформации швов

получены в 3—5 раз больше, чем при прочных растворах. Деформа¬

ции сжатия растворных швов до 10 раз превышают деформации бето¬

на. Очевидно, что такие деформации не могут возникать в резуль¬

тате сжатия раствора. Они могут быть объяснены так же, как и в

каменной кладке, постепенным закрытием воздушных промежутков

между поверхностями шва и панелями при одновременном обжатии
и,	по-видимому, разрушением раствора на отдельных, очень неболь¬

ших площадках, по кото¬

рым осуществляется кон¬

такт между панелями и

швами. При неотвердев¬

шем растворе происходи¬

ло прессование раствора и

в момент, близкий к раз¬

рушению, выдавливание

раствора из швов. В этот

момент деформации швов

достигали 5 мм.
Наблюдались также

очень значительные попе¬

речные деформации вер¬

тикального шва и разд¬

вижка перекрытий. В

образцах на прочном ра¬

створе при ширине шва 2 см эти деформации при 0,8—0,9

№п достигали 0,3 мм. Аналогичные деформации при свежем раст¬

воре значительно больше. Они вызваны поперечными деформаци¬

ями раствора в горизонтальном шве, приводящими к растяжению

бетона панелей у швов, и концентрацией напряжений растяжения

над вертикальным швом. Это подтверждается и тем, что при наличии

лишь одного горизонтального монтажного шва (при контактном

стыке) несущая способность стены больше, чем в случае платфор¬

менного стыка.
Несущую способность стыков оцениваем сравнением эксперимен¬

тальной разрушающей нагрузки №п с расчетной разрушающей на-

грузкъй короткого образца сплошной панели (без стыка) N™ =
= #np^-
Величины случайных эксцентриситетов в стыках, подсчитан¬

ные по измеренным деформациям, в среднем получены равными:
—	стыков на прочных растворах ё0 = 0,05 h;
—	стыков на растворах прочностью 0,25 МПа е0 — 0,125 Я;
—	то же, при толщине вертикального шва 4 см е0 — 0,165 h,

где h — толщина панели.
На основании установленных величин эксцентриситетов опреде¬

лены коэффициенты ^ снижения несущей способности для отдель¬

ных стыков при внецентренном сжатии, которые были учтены при

подсчете и сравнении отдельных групп образцов.
N/Np

0,8

0,6

0*
0,2
О 0,2 0,4 0,6 0,6 1,0 1,2 мм
Рис. 3.5. Деформации раствора горизонталь¬

ных швов образцов первой серии
/ — при Rm от 4,5 до 14,4 МПа; II—при Rm от

0,17 до 0 23 МПа; III — при Rm=Q
108

При прочности раствора в монтажных швах, равной примерно

60% прочности бетона панели, прочность стыков получена равной

0,73 Rпр призменной прочности бетона. При этом горизонтальный

шов имел толщину 20 мм и выполнялся выравниванием раствора

кельмой.
При прочном растворе (Rm = 8—10 МПа) разница в 2 см в вы¬

соте плит перекрытий, опиравшихся с двух сторон на панели (об¬

разцы 5 и 25), не вызывала понижения несущей способности узла по

сравнению с образцами, в которых плиты перекрытий имели одина¬

ковую высоту.
Уменьшение глубины заделки плит перекрытий с 5 + 5 см до

5+3 см, что соответствовало увеличению вертикального шва между

торцами плит перекрытий до 4 см вместо 2 см (образцы 23 и 16),

также не вызывало при прочном растворе понижения несущей спо¬

собности узла, и, следовательно, вертикальный шов, заполненный

прочным раствором, принимает участие в работе стыка.
Уменьшение глубины заделки плит перекрытий при слабом раст¬

воре (образцы 39, 41 и 42) снизило несущую способность узла на

36%, в то время как площадь опорных площадок перекрытий умень¬

шилась только на 20%. Столь значительную величину снижения не¬

сущей способности узла следует объяснить влиянием уширенного

вертикального растворного шва и низкой прочностью раствора. При

возникновении эксцентриситета большая часть усилия передается

через один торец перекрытия.
Небрежное выполнение верхнего шва со значительными пусто¬

тами при прочном растворе (образцы 4 и 27) вызвало понижение не¬

сущей способности опорного узла в среднем на 15%, а при слабом

растворе (образцы 33 и 37) — на 18%, т. е. примерно в одинако¬

вой степени.
Стык с клинообразным вертикальным швом между торцами пане¬

лей при прочном растворе (образцы 34, 29) выдержал такую же на¬

грузку, как и образцы основных групп (1, 3, 5), а при слабом раст-.

воре (образцы 31 и 36) на 21 % меньше.
Образцы 3, 35, 38 и 40 с зубчатой формой опорных торцов пере¬

крытий выдержали нагрузку на 10% больше, чем образцы основ¬

ной группы I, при этом в образце 3 разрушилась верхняя панель,

узел не разрушился. Можно считать, что в обоих образцах была

достигнута призменная прочность бетона, что указывает на преиму¬

щества такого стыка.
Несущая способность образцов с монтажными швами, выполнен¬

ными на растворе средней прочности 4,5 и 3,8 МПа (образцы 29 и

45), что составляет примерно 25% призменной прочности бетона,

оказалась только на 13% меньше несущей способности образцов,

выполненных на растворах прочностью в 2 раза большей.
Несущая способность стыков, смонтированных и испытанных

на растворе прочностью от 0 до 0,25 МПа, составляет в среднем

40% несущей способности сплошного короткого образца, вычислен¬

ной по призменной прочности бетона.
109

3.3.2.	Влияние замоноличивания и закрепления

от горизонтальных перемещений плит перекрытий

на прочность стыковых соединений
Было исследовано, как влияет на прочность стыков соединение

плит перекрытий в узле от горизонтального перемещения посредст¬

вом стальных тяжей, замоноличивания перекрытий на опоре желе¬

зобетонными шпонками и применения неразрезных плит перекры¬

тий [16].
1-1
а)
Рис. 3.6. Схемы стыка панелей с плитами
перекрытий (размеры в мм)
а — план стыка с перекрытиями, стянутыми

стальными тяжами (/); б— стык с перекры¬

тиями, соединенными на опорах железобетон¬

ными монолитными шпонками (2)
-1
Опытами, установлено, что при платформенном опирании плит

перекрытий происходят их горизонтальное смещение (раздвижка)

в узле и значительные поперечные деформации бетона в опорных

участках панелей стен. В действительных условиях работы стен

обе опоры перекрытий защемлены, перемещение их затруднено, что

препятствует деформациям раствора в шве и бетона панели стен

у растворного шва. Для приближения работы узла к натурным ус¬

ловиям в опытах плиты перекрытия были закреплены стальными тя¬

жами с небольшим натяжением при помощи гаек на концах тяжей

(рис. 3.6, а, I группа).
Перекрытия II группы стыков были замоноличены на опоре же¬

лезобетонными шпонками, армированными стальными каркасами

(рис. 3.6, б).
Железобетонные шпонки, как это видно из рис. 3.6, б, были не¬

сквозные, что упрощает производство работ, так как не требует

опалубки при бетонировании шпонок и позволяет сохранить низ

плиты перекрытий.
110

Особенность III группы стыков заключалась в.том, Ч'го плйть!

перекрытий были неразрезными.
Стыки монтировали из двух панелей размером 80x15x100 см

каждая с опиранием на них с двух сторон плит перекрытий размером

80 X15 X 100 см. Общая высота образца, включая два отрезка пане¬

лей стен и плиты перекрытий, 216 см.
Панели стен всех групп были армированы тремя каркасами 2Q

10 мм (0,42%). Опорные участки панелей армированы двумя по¬

перечными сетками из проволоки 04 мм с

ячейкой в плане 5x7 см. Схема армиро¬

вания панелей показана на рис. 3.7.
Характеристики отдельных стыков и

результаты их испытания приведены в

табл. 3.5.
При испытании некоторых стыков наб¬

людались небольшие эксцентриситеты

продольной силы, вызванные случайны¬

ми причинами (смещение осей узла от

оси пресса, несовпадение физической и

геометрической осей элементов). Эксцент¬

риситеты определяли по измеренным де¬

формациям. Для сопоставления результа¬

тов испытания отдельных узлов разрушаю¬

щие усилия приводили к центральному

сжатию делением на коэффициент ф (сни¬

жения несущей способности элемента при

внецентренном сжатии).
Прочность стыков 3, 4, 5 и 7 (1 группа) с плитами перекрытий,

стянутыми стальными тяжами, высокая. Напряжение в панели в мо¬

мент разрушения для узлов 3 и 4 на прочных растворах (9 и 15,7

МПа) равно 0,96 RuРив (приведенной призменной прочности), в уз¬

лах 5 и 7 при прочности раствора 6,1 и 7,4 МПа RCT = 0,75 #прив-
Характер разрушения стыка с перекрытиями, стянутыми сталь¬

ными тяжами, был несколько иной, чем узлов без стяжки перекры¬

тий. При разрушении появлялись вертикальная трещина в ниж¬

ней или верхней панели и раздробление бетона. Сдвига бетона пане¬

лей по косой площадке, как это имело место в узлах без стяжки пере¬

крытия, не наблюдалось.
Прочность стыков 9,10, 11, 12 с перекрытиями, замоноличенны-

ми на опоре железобетонными шпонками, получена также высокой.

Напряжение бетона панели при разрушении составило в среднем

0,84 Ялрив (приведенной призменной прочности бетона с учетом

продольного и поперечного армирования торцов панелей стен двумя

сетками). Разрушение стыков 9, 10, 11 произошло от скалывания

бетона панелей и плит перекрытий в узле по наклонной площадке.

В стыке 12 разрушилась верхняя панель, сам стык не разрушился.

Прочность стыка получена высокой, напряжение в бетоне панели

составило 0,89 RnpaB. В этих узлах посередине и у растворного
Рис. 3.7. Схема армиро¬

вания панели в испы¬

таниях платформенных

стыков в ЦНИИСК им.

В. А. Кучеренко
111

Таблица 3.5. Результаты испытаний платформенных стыков с различными
типами связей между перекрытиями
Тип стыка
Метка
стыка
1
СО
с
£
*
а
н
ос
CS
с
S
В
о;
Кст, МПа
оп
тш =
_ ^ст
6а
оп
п— Шш

тш
^прив
1
2
3
4
5
6
7
8
Стыки с перекрытиями,
3
24
9
22,2
0,93
0,68
1,38
стянутыми стальными тя¬
4
27,3
15,7
27
0,99
0,73
1,35
жами
5
23,6
6,1
14,1
0,67
0,66
1,01
. 7 .
23,6
7,4
19,3
0,83_
0,75
1.1
Стыки с торцами плит
' 9
29^9
"22,2
в, 85
0,74
1,15
перекрытий, соединенны¬
10
12
20,8
0,79
0,71
1,11
ми на опоре железобетон¬
11
29,9
15
22,2
0,77
0,73
1,06
ными шпонками
.12
29,9
15,5
23,4
0,89
0,73
1,22
Стыки с неразрезными"
тз~
“22 Д_
" 0,73"
~Т4,з
0,65“
0,66
1
плитами перекрытий
- 14
22,5
12,6
21,4
0,95
0,88
' 1,08
шва деформации бетона .панелей более равномерные и близкие меж¬

ду собой.
Разрушение стыков (/5, 14) с неразрезной плитой перекрытия

наступило при напряжении в панели, равном для стыка 13, смон¬

тированного на растворе малой прочности (0,7 МПа), 0,65 /?прив и

для стыка 14 на прочном растворе (12,6 МПа) 0,95 #пРив. Отсюда

следует, что стык с неразрезными плитами перекрытий можно рас¬

сматривать как контактный.
Отметим, что коэффициент п = т°"/тш, определяющий влия¬

ние конструктивных особенностей стыка на его прочность (табл. 3.5,

графа 8), для всех групп образцов получен выше единицы.
Деформации бетона панели, измеренные в середине высоты па¬

нели, оказались в 1,5—2 раза меньше, чем деформации бетона пане¬

ли вблизи растворного шва. Это свидетельствует о сложном напря¬

женном состоянии, возникающем в узле. Это же подтверждает изме¬

рение поперечных деформаций бетона панелей стен в узле вблизи

растворного шва.
Поперечные деформации торцов плит перекрытий, включая раст¬

ворный шов, составили при усилии 0,5 №п 0,1 мм и при усилии в

интервале (0,8—0,9) №п от 0,3 до 0,7 мм. Эти деформации, по-види¬

мому, следует объяснить влиянием растворного шва. При напряже¬

нии, близком к разрушению, эти деформации резко возрастали.
В связи с тем что в здании оба конца плит перекрытий зажаты

панелями стен, имеется некоторый дополнительный запас прочно¬

сти по сравнению с расчетным.
112

3.3.3.	Влияние вибрирования и армирования швов

сетками на прочность стыковых соединений
В ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко была проведена серия испы¬

таний 116] для определения влияния качества растворного шва, за¬

полненного посредством вибрации и армированного сетками, на

прочность платформенного стыка.
Плиты перекрытий укладывали на панель стены в проектное по¬

ложение без раствора на специальные подкладки-маяки, затем сты¬

куемые торцы плит перекрытий на опоре скрепляли сваркой за¬

кладных деталей. Зазор между плитами перекрытий и торцом ниж¬

ней панели закрывали рейками. На плиты перекрытий устанавли¬

вали специальную опалубку, которая являлась формой-дозатором

для укладки раствора в количестве, необходимом для заполнения

швов стыка. Раствор, уложенный в форму-дозатор, подвергали виб¬

рации при помощи глубинного вибратора со специальным наконеч¬

ником, состоящим из отрезка трубы с приваренным к нему в наклон¬

ном положении стальным стержнем. Опыт показал, что такой спо¬

соб обеспечивает полное и плотное заполнение горизонтального

шва под плитами перекрытий и вертикального шва между торцами

стыкуемых плит перекрытий на опоре.
Верхний горизонтальный шов над плитами перекрытий выпол¬

няли с помощью специального шаблона, установленного сверху

перекрытий. В шаблон укладывали необходимое количество плас¬

тичного раствора с разравниванием рейкой по бортам шаблона,

затем устанавливали панель. Чтобы панель своим весом не выдавила

раствор, панель ставили на подкладки-ограничители толщиной на
3—5 мм меньше толщины шва.
Методика испытания стыков была аналогична описанной выше.

Образцы состояли из двух отрезков стеновых панелей размером

100х12х 134см и двух отрезков плит перекрытий толщиной 12см.

Монтажный растворный шов был заполнен с применением вибриро¬

вания. Основные характеристики и результаты испытания опытных

образцов стыков и сравнение экспериментальной и расчетной проч¬

ности стыков приведены в табл. 3.6.
Прочность стыков с заполнением монтажных швов прочным раст¬

вором с вибрированием (образцы 48 и 49) получена в среднем на

19% больше расчетной прочности стыков с заполнением шва вруч¬

ную без вибрирования. При этом в образце 48 разрушилась верх¬

няя панель в стыке, стык остался неразрушенным, что подтвержда¬

ет эффективность вибрирования при прочном растворе.
При малой прочности раствора (0,13 МПа — образец 44) заполне¬

ние шва посредством вибрации не повысило прочности стыка. Ар¬

мирование стыков 2с и 2с' сетками при малой прочности раствора

также не увеличило прочности стыков, что следует объяснить нали¬

чием жестких узлов в местах пересечений стержней. При прочных

растворах (7 МПа в образцах 3 с и 4 с) армирование монтажных швов

сварными стальными сетками и вибрация раствора повысили на 35%
из

Таблица 3.6. Результаты испытаний платформенный стыков с вибриро-
ванными и армированными растворными швами
№ группы
№ образца
1
1
Основная характеристика

образцов стыков
с
S
а
о;
cd
С
»
р.
а
к
RCT/il), МПа
В
£
Ен
О
1
С
о
5
р.
а
-э-
1
g
«ш
UO
a
5
1
2
3
4
5
6
7
8
9
1
44
Швы по 2 см с виб¬
0,13
14,6
5,4
0,515
0,37
0,72
45
рацией нижнего шва
3,3
14,6
10,7
0,68
0,73
1,07
2
48
Швы по 2 см с. виб¬
10
21,4
19,9
0,77
0,93
1,21
49
рацией нижнего и

верхнего швов.
9,1
20,2
17,8
0,75
0,88
1,17
3
1с
Швы по 2 см с арми¬
0,95
21,4
13,3
0,55
0,62
1,13
2с
рованием сварными

сетками размером

ячейки 5X5 см, 0 4

мм
0,17
16,3
7,2
0,56
0,44
0,78
2с'
То же, с вибрацией

обоих швов
0
14
6,7
0,5
0,48
0,96
4
Зс
4с
То же
7
7
21.4
21.4
20,5
21,4
0,73
0,73
0,96
1
1,32
1,37
5
5с
Нижний шов 5 мм,
0,54
16,7
И,4
0,55
0,86
1,56
6с
верхний 2 см с арми¬

рованием и вибрацией
0
16,9
10,3
0,5
0,61
1,
22
6
2с
8с
9с
То же
1,3
1,5
6,7
16,7
21,4
21,9
16,7
21
20,6
0,86
0,83
0,72
1
0,98
0,94
1,16
1,18
1,3
7
6
Нижний шов 5 мм,
0,54
20,9
14,2
0,53
0,68
1,28
7
верхний 2 см с виб¬

рацией, без армирова¬

ния сетками
0
20,2
11,1
0,5
0,55
1,1
8
8
9
То же
11.4
11.4
20,2
20,2
18,8
20,6
0,775
0,775
0,93
1,02
1,2
1,32
И4

прочность стыка по сравнению с прочностью швов без сеток, запол¬

ненных вручную. При этом разрушились панели, а стык в обоих об¬

разцах не разрушился. При тонком монтажном шве под плитами

перекрытий толщиной 5 мм и в верхнем шве над плитами толщи¬

ной 2 см с заполнением шва раствором посредством вибрации и

с прокладкой в шве стальной сетки прочность стыков увеличилась

по сравнению с расчетной: при прочности раствора 0,54 МПа (об¬

разец 5 с)— на 56%, при растворе нулевой прочности — на 22%.
В образце 7с была достиг¬

нута призменная прочность

бетона и разрушилась верх¬

няя панель, стык остался

неразрушенным. В образцах

(8с и 9с) предел' прочности

получен близким к призмен¬

ной прочности бетона.
При тонком нижнем шве

под перекрытием и верхнем

шве толщиной 2 см с вибра¬

цией, но без армирования

сетками при прочности ра¬

створа 11,4 МПа (образцы 8 и

9) увеличение прочности сты¬

ка составило в среднем 26%.
При растворе прочностью

0,54 МПа и нулевой прочно¬

сти (образцы б и 7) увеличе¬

ние прочности стыка состави¬

ло в среднем 19%.
Средние значения величин абсолютных деформаций одного гори¬

зонтального шва по результатам испытаний отдельных групп об¬

разцов, смонтированных на растворах различной прочности, приве¬

дены на рис. 3.8. Величина абсолютных деформаций горизонталь¬

ных швов зависит от прочности раствора и напряжения. При на¬

чальных нагрузках деформации швов примерно пропорциональны

величине нагрузки, а при дальнейшем увеличении последней дефор¬

мации растут быстрее нагрузки. При растворах нулевой прочности

в начальный период загружения рост деформаций интенсивнее рос¬

та нагрузки, а с ее увеличением рост деформации пропорционален

росту нагрузки.
Опыты также показали большое увеличение прочности стыков

при тонком растворном шве (5 мм) по сравнению с обычным швом

толщиной 2 см. Установлена эффективность армирования монтаж¬

ных растворных швов сварными сетками. Этот способ рекомендован

при утолщенных швах, а также при необходимости усиления отдель¬

ных участков стыков.
Деформации сжатия, мм
Рис. 3.8. Деформации раствора гори¬

зонтальных швов (образцов второй

серии)
/ — при Rm от 10 до 15 МПа; // — при /?ш

от 3 до 7 МПа; /// — при /?ш от 0,15 до

1 МПа; IV — при Rm=0
115

3.3.4.	Прочность стыковых соединений

железобетонных панелей стен с плитами перекрытий
В ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко проведены испытания прочности

трех типов стыков [16], отличающихся видом и процентом армиро¬

вания панелей и профилей опорных торцов. Характеристика сты¬

ков и результаты их испытания приведены в табл. 3.7.
Разрушение стыков при прочном растворе наступало от сжатия

и скалывания бетона панели на участках, непосредственно примы¬

кающих к горизонтальным растворным швам.
Разрушения раствора в шве

при его прочности 5 МПа и вы¬

ше не наблюдалось. При раст¬

воре прочностью 2,5 МПа вна¬

чале происходило разрушение и

выдавливание раствора из гори¬

зонтальных швов, а затем на¬

ступало скалывание бетона па¬

нелей в местах примыкания их

к растворным швам.
При неотвердевшем и очень

слабом растворе прочностью

0,2—0,7 МПа в момент разру¬

шения наблюдалось сильное вы¬

давливание раствора из гори¬

зонтальных швов, при этом тол¬

щина шва уменьшалась до двух

раз. Выдавливание (текучесть)

раствора наступало при напря¬

жениях в панелях, превышаю¬

щих прочность раствора в 10 и 30 раз.
По измеренным деформациям установлено, что сжимающее уси¬

лие на образцы в большинстве случаев передавалось с эксцентри¬

ситетом.
Величина абсолютных деформаций горизонтальных растворных

швов образцов на растворах различной прочности приведена на

рис. 3.9. Из графика видно, что деформация раствора зависит от

прочности раствора и величины напряжения, особенно при раство¬

ре малой прочности.
Сравнение величин деформаций образцов, в которых монтажный

шов заполнен раствором вручную, и деформаций образцов с за¬

полнением швов способом вибрации показывает, что деформации

швов стыков с вибрацией примерно в 1,5 раза меньше.
Прочность стыков, смонтированных на прочном растворе, из

панелей, опорные участки которых армированы двумя сварными сет¬

ками с ячейкой 50x 50 мм (0,6% армирования), получена в среднем

на 28% больше прочности аналогичного стыка из неармированных

панелей.
Деформация сжатия мм
Рис. 3.9. Деформации раствора гори¬

зонтальных швов образцов третьей

серии
/ — при Лш от 5 до 15 МПа; II — при Rm

от 0,5 до 1 МПа; /// — при 7?ш=0,2 МПа;

IV — при /?ш=0
116

\ {
Таблица 3.7. Результаты испытаний платформенных стыков с косвенным

армированием торцов стеновых панелей
№ образца
Основная характерис¬

тика образцов
% армирования
«о
С
Й
в
а:
СО
с
£
а
а
ск
се
i
н
в.
ft?
f
?£S
•Ф
МПа
л
С
сс
Е-
О
Of
о,
а
о:
3
е
•э-
н
о
а:
1
в
о
£
ю
S
а
а
о;
1
a
с a

°1
1
с
5
6
»
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10.
11
12
18
Фрагменты стыков
0,6
8
16,1
19,6
0,74
15,9
11,9
1,34
0,81
1,09
31
с армированием
7,1
16,1
19,6
0,75
14,5
12,1
1,2
0,74
0,99
22
верха и низа по-
7,1
16,1
19,6
0,75
15,3
12,1
1,26
0,78
1,04
ЗОА
лупанелей двумя
8
16,2
19,7
0,77
16,2
12,5
1,3
0,82
1,06
24А
сетками с ячейкой

5x5 см, 0 4 мм
-
0
13,6
15,6
0,51
6,7
6,9
0,97
0,43
0,84
22А
То же, с армиро¬
0,4
6,5
13,6
15,6
0,77
11,1
10,5
1,06
0,71
0,92
23А
ванием двумя сет¬
7,5
13,6
15,6
0,79
12,5
10,7
1,17
0,8
1,01
20
ками * с ячейкой
2,4
13,6
15,6
0,66
9,4
9
1,04
0,6
0,91
34

35А

37 А
10х 10 см, 0 4 мм
0,3
15
12
21.3
21.3
21.3
23.3
23.3
23.3
0,53
0,82
0,8
13
18,6
16,5
11,3
17,5
17
1,15
1,06
0,97
0,56
0,8
0,71
1,06
0,98
0,89
17
Фрагменты стыков
0,25
8
16,1
16,8
0,78
13,8
12,6
1,1
0,82
1,05
19
с армированием
8
17,2
18
0,76
15,7
13,1
1,2
0,87
1,14
31А
панелей вертикаль¬

ными каркасами из

стержней периоди¬

ческого профиля

диаметром 8 мм
\
0
16,1
16,8
0,51
6,9
8,2
0,84
0,41
0,8
Такое же армирование панелей, смонтированных на растворе

нулевой прочности, не увеличило несущей способности стыков. В

этом случае при испытании наблюдался значительный эксцентриси¬

тет, при котором сетчатое армирование малоэффективно. Кроме то¬

го, при нулевой прочности раствора передача усилия происходит

неравномерно, через жесткие узлы сеток.
Увеличение прочности стыков, смонтированных из панелей, низ

и верх которых был армирован сетками с более крупной ячейкой

ЮОх 100 мм (0,4%), составило в среднем лишь 8%.
Стыки из панелей, армированных вертикальными каркасами из

стержней диаметром 8 мм (0,25%) и смонтированных на прочном

растворе (образцы 17,19), дали увеличение несущей способности

на 15%; аналогичный стык, испытанный на растворе нулевой проч¬

ности, не увеличил несущей способности.
Предел прочности бетона панелей, усиленного поперечными сет¬

ками в зоне горизонтального растворного шва при осевом сжа-
U7

Таблица 3.8. Результаты испытаний платформенных стыков железобе¬

тонных стен (с расчетным вертикальным армированием)
§
со
Основная характерис¬

тика образцов
«
с
cd
с
я
К
с
. ь
о.
а
о<
и
п —

оп

Щп
Л
Q.
УО
О
£
5-
В
«У
£
о.
а
о:
ю
S .

ft

и

о:
S
Е-ч
О -Э-
а: 1 ^
В
S
о
а:
sa
■Э-
on
mui
о
тш
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
1
Фрагмент стыка из

армированных па¬

нелей*. Заполнение

швов раствором

без вибрации
0,2
13,2
15,8
8,7
0,52
1,27
0,55
1,06
ll
Толщина швов 20

мм. Заполнение

швов раствором с

вибрацией
0,7
18
20
И.4
0,54
1,17
0,57
1,06
4
То же
5
14
19,3
13,5
0,73
1,32
0,7
0,96
5
6,3
.14
19,3
14,5
0,74
1,4
0,75
1,01
6
»
13,8
21
26,3
22,9
0,83
1,31
0,87
1,05
7
15
19
24,4
20,7
0,83
1,31
0,85
1,02
2
Толщина швов 5
0,4
18
23,3
18,4
0,53
1,93
0,79
1,49
мм. Заполнение

шва раствором

вручную, без виб¬

рации
6
21
26,3
24,7
0,7
1,68
0,94
1,34
•
♦Панели армированы вертикальными каркасами из стержней 0 14 мм периодического

профиля (1% армирования), вверху и внизу панелей—две сетки из стержней 0 4 мм с

ячейкой 50x50 мм (0,6% армирования).
тии, может быть определен по формуле
Яприь = Япр + -^ ,	(3.6)
где ц — объемный процент армирования сетками (|х = — 100) ; va, vq —
V	U(y	'
соответственно объемы стержней сеток и объем бетона, заключенного между

сетками; ат — предел текучести арматуры.
Расчетная прочность стыков (см. графу 12 табл. 3.7) близко сов¬

падает с опытной, за исключением стыков, испытанных на растворе

с нулевой прочностью.
Прочности стыков железобетонных панелей с плитами перекры¬

тий (табл. 3.8) оцениваем по изложенному выше методу. При этом
118

учитываем, что панели, йз которых монтировались с!ыки, были

армированы вертикальными каркасами из стержней диаметром 14 мм

периодического профчля (ат = 460 МПа).
Влияние армирования на прочность стыков с учетом наблюдав¬

шегося при испытании эксцентриситета приведено в табл. 3.8 в гр. 8.

Все стыки дали значительное увеличение прочности.
Увеличение прочности стыков на прочных растворах (стыки
4—7) в среднем составило 34%, а при растворах малой прочности

(стыки 1 и Ij) — 22%.
Прочность стыков с горизонтальным швом толщиной 5 мм полу¬

чена при растворе прочностью 4МПа на 93%, а прочностью 6 МПа

на 68% больше прочности стыков из неармированных панелей.
На увеличение несущей способности стыков, смонтированных

из панелей, армированных вертикальными каркасами и горизон¬

тальными сварными сетками, оказали влияние оба вида армирова¬

ния. Влияние армирования на несущую способность стыков может

быть учтено введением в расчетную формулу вместо призменной

прочности бетона приведенной прочности, вычисляемой по форму¬

ле 1
„0 ky.'o'T
Дприв = Япр = — +	<3-7)
но не более 1,3/?9Р.
В формуле (3.7) второй член в правой части учитывает увеличе¬

ние призменной прочности бетона за счет поперечного армирова¬

ния опорных участков панелей сетками, а третий член — влияние

продольного армирования панелей каркасами. Коэффициент k

влияния вертикальной арматуры получен из опытов равным 0,5.
1 В связи с малочисленностью экспериментальных данных в Инст¬

рукции ВСН 32-77 [1] приведенную призменную прочность опорных

сечений стеновых панелей, усиленных косвенным армированием, рекомен¬

дуется определять по формуле, которая дает более осторожные (заниженные)

величины /?прив:
d	в (1 I 20А».к га.в'>
«прав = ”пр \ + ( ^ j,
но не более 1,3 Rnр, где /а.к — площадь сечения одного поперечного стерж-

ня горизонтального каркаса (сетки), уложенного в опорной зоне; са>к — шаг

поперечных стержней; sa.K — шаг каркасов по высоте панели; /а.к — рас¬

сеяние между крайними продольными стержнями каркаса.
При армировании торца панели одним каркасом (сеткой), а также шаге

каркасов sa.Ki>0,5 h принимается sa.K = 0,5h. Влияние косвенного арми¬

рования опорной зоны стеновой панели разрешается учитывать при выпол¬

нении следующих условий:
диаметр и расчетное сопротивление растяжению продольных стержней

каркаса не менее диаметра и расчетного сопротивления поперечных стерж¬

ней;
расстояние от каркаса до горизонтального Торца панели не более 2 см;

толщина горизонтального растворного шва между панелями не более
3 см, прочность раствора не менее 2,5 МПа. (Прим. науч..ред.)
119

Таблица 3.9. Результаты испытаний 1 серии платформенных стыков
стен с многопустотными панелями перекрытий
' — Метка узла
Отличительные

особенности узла стыков
Толщина панели

стен, см
Rm прочность
раствора швов,

МПа
X
§
аз
С
cd
X
g
4)
>о
рП
^ст,
МПа
тт =
__ RCT
«
3
о.
о
•0-
о
П л
я00
Еае
с а|
°еП а
I	Н
II
с
^пр
2
3
4
5
6
7
8
9
1
2
11
12
Пустоты опорных тор¬

цов плит перекрытий

ие заделаны . (рис.

3.10, а)
15
15
18
18
10
8.4
10.4

5,5
29,7/28
29,7/28
26,2/28
26,2/28
7,8
8,7
7
7,3
0,28
^,31
0,25
0,26
0,68
0,66
0,69
0,62
0,41
0,47
0,36
0,42
9
10
Опорные торцы плит

перекрытий усилены

каркасами типа гре¬

бенки
15
15
11,9
10,4
32.7
32.7
11,8
9,6
0,36
0,3
0,7
0,69
0,51
0,43
5
6
7
8
Пустоты торцов плит

перекрытий на опоре

заделаны бетонными

пробками (рис. 3.10, б)
15
15
18
18
10,3
15.2
15.3

11,7
27.8
27.8

26,2

31,2
12
14.2

15,7
21.2
0,43
0,51
0,6
0,68
0,69
0,73
0,73
0,7
0,62
0,7
0,82
0,97
13
14
Пустоты неразрезных

плит перекрытия на

опоре не заделаны
18
18
10,3
16,7
31,2/28
31,2/28
9,2
10,1
0,33
0,36
0,75
0,79
0,44
0,46
15
Пустоты неразрезных

плит перекрытия за¬

полнены на опоре бе¬

тонной смесью марки

М300 (рис. 3.11, б)
18
23,4
31,2
26,8
0,86
0,82
1,05
3
4
Торцы пустот плит пе¬

рекрытий на опоре за-

моноличены бетонной

смесью и армированы

каркасами, соединяю¬

щими стыкуемые пли¬

ты на опоре (рис .3.11,

а)
18
15
11,2
10,5
31,2
29,7
/
35,2
30,6
1,13
1,03
0,76
0,76
1,49
1,36
Пр имечание. В графе 5 в знаменателе указана призменная прочность

бетона плит перекрытий. По этой прочности определяли прочность стыков 1,

2, 11, 12, 13 и 14, у которых были разрушены плиты перекрытий.
120

3.3.5.	Прочность платформенных стыков

с многопустотными плитами перекрытий
Несущая способность платформенных стыков с многопустотны¬

ми плитами перекрытий рассмотрена в работе [4].
Были проведены две серии испытаний. Стыки I серии испытаний

монтировали из двух панелей стен и двух отрезков многопустотных
Рис. 3.10. Схема стыков панелей стен с пустотны¬

ми ллитами перекрытий
а — без заделки пустот; б — с заделкой пустот бетонны¬

ми пробками; в — усиление опорных торцов плит пере¬

крытий вертикальным каркасом
6)
15 1160 Tl
А-А
щшв
\aiRn Ai
•о
Vs
\& то лТ

Опорный каркас км* у J
и
18S*5
6Ф?ЧАШ2-т
75
железобетонных плит перекрытий. Панели стен имели сечение

15x80 и 18x80 см, высоту 100 см, пустотные плиты перекрытий

размером 22x80x100 см (рис. 3.10 и 3.11). Узлы II серии испыта¬

ний состояли из двух панелей стен сечением 15x240 см и высотой

80 см и двух отрезков многопустотных плит перекрытий размером

22x240x50 см (рис. 3.12). Главное отличие конструкции стыков

узла II серии испытаний по сравнению с I серией заключалось в

том, что многопустотные плиты перекрытий опирались на панели

стен только тремя выступами по краям и в середине плиты. В местах

опорных выступов плиты перекрытия имели сплошное сечение по

всей их длине. После укладки плит перекрытий устанавливали ар¬

матурные каркасы, которые заводили в пустоты, и промежуток

между торцами панелей заполняли бетонной смесью.
Панели, стен. I и II серии испытаний армировали каркасами с

продольными стержнями диаметром 10 мм. Каркасы располагали че-
121

рез 40 см (армирование 0,43%). Опорные участки панелей стен ар¬

мировали двумя горизонтальными сетками из проволоки 0 4 мм,

первая сетка была с ячейками размером 10x7 см и вторая—с ячейка¬

ми 5x7 см (0,66%).
Результаты испытания стыков I серии и их характеристика при¬

ведены в табл. 3.9. Разрушение большей части стыков произошло

от разрушения бетона перегородок между пустотами или среза плит
Рис. 3.11. Схе¬

ма стыка пане¬

лей стен с мно¬

гопустотными

плитами пере¬

крытий
о. — с пустотами,

заполненными на

опоре бетоном и

усиленными ар¬

матурными кар¬

касами; б —с не¬

разрезной плитой

перекрытия, в ко¬

торой пустоты на

опоре заполнены

бетоном
перекрытий в опорной части. Характер разрушения стыков зависел

от их конструктивных особенностей: без заделки пустот в торцах

плит перекрытий или с заделкой пустот на опоре бетоном.
Следует отметить, что при испытании стыков усилие на образец

передавалось центрально по геометрическим осям, но, несмотря

на это, по случайным причинам в сечении возникали небольшие

эксцентриситеты, которые были учтены при обработке результатов

испытаний.
Разрушение стыков без заделки пустот (рис. 3.10, а) бетоном на¬

ступало от разрушения бетона плит перекрытий. Поэтому при оп¬

ределении коэффициента тш принято #пр = i?n^nep (#Пр-пер —

призменная прочность бетона плит перекрытий). Прочность опор¬

ных участков плит перекрытий без заделки пустот бетонной смесью
№
А-А
520
6-5
iб
/
Я
	7
Ь* -
* -г
р у *. '
*д\: j
.л
' •> ': •

А Ц 1 <
еТ~^7~|цЁ!Ё5Э~
I
5-5
чм
г
• • • &ш\
С:
~~ i<3vW:Tji57
I т Г
* . \
г
= ^
&
1
-Л

оказалась самой низкой и в среднем на 50% меньше, Чем прочность

стыков с заделкой пустот в опорных торцах перекрытий бетонными

пробками на заводе при изготовлении плит (рис. 3.10, б). Однако

прочность опорных участков плит перекрытий снижается не про¬

порционально ослаблению плит за счет пустот, а значительно мень¬

ше. Это объясняется сопротивлением бетона перегородок между
а)
ч,
V { \	7
м
—V
1
с
4—
760
ы							 .. / 9АЛЛ в /
s.,
сД.
S-
s л £4иU * г
г
оооо
ОООО
\
238,159 159 15$, 159 486
f V Ы-' М* М' У
/М Ю.Щ.тШ
26 26 26
26 26 26
Рис. 3.12. Схема стыка панелей стен с многопустотными плитами

■перекрытий
а —плита перекрытия; 6 — схема стыка; / — плита перекрытия; 2 — стеновая

панель; J—бетон замоноличивания стыка; 4 —раствор; 5 — каркас; 6 — сетка

диаметром 4 мм с ячейкой 50X70 мм; 7 — сетка диаметром 4 мм с ячейкой

100X70 мм
пустотами, за счет чего прочность стыка повышается в среднем в
1,1	раза.
Сравнение опытных и расчетных величщ! коэффициентов mjj1
и тш показывает, что отношение т™/тш (графа 9 табл. 3.9) для
стыков с многопустотными перекрытиями без заделки пустот изме¬

нялось в пределах от 0,36 до 0,47 и среднее значение составляло
0,41.
123

Таблица 3.10. Результаты испытаний II серии платформенных стыкой
стен с многопустотными панелями перекрытия
Метка стыка
Характеристика стыков
*щшв стеновой

панели с учетом

армирования, МПа
RK замоноличивания

стыка, МПа
Rm раствора в мон-

1 тажном шве, МПа
^прив Жетона замо¬

ноличивания стыка.

МПа
Прочность стыка

по опытам R.Jty,

МПа СТ
<У
К
£
4
с
в"
£ S
о
К
с
о
!
«
S
р.
с
о;
■9-
1
а
S
§ а 1 а
Б | £
11
с
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
1
Плиты перекрытий

соединены стальными

связями, армирование

четырьмя каркасами,

замоноличивание бе¬

тонной смесью (рис.

3.11,а)
25,1
19
20,4
23,4
19,7
0,82
0,85
1,03
2
Сечение образцов
25,1
24,1
17,5
26,2
23,6
0,8
0,9
1,13
3
240Х15 см
31,2
24,1
17,5
26,2
21
0,78
0,81
1,04
4
Призменная прочность
31.2
24,1
5,9
26,2
17,2
0,71
0,66
0,93
5
бетона плит перекры¬
25; 1
6
3,6
13,2
9,7
0,73
0,74
1,01
6
тий 29,3 МПа
25,1
6
2,8
13,2
9,4
0,7
0,71
1,01
Примечание. /?Прив (графа 3) = /?пр плюс 2,6 МПа (увеличение

прочности бетона панели за счет армирования).
Прочность опорных участков плит перекрытий, усиленных вер¬

тикальными каркасами типа гребенки (без заделки пустот опорных

торцов плит бетоном), в среднем на 10% больше прочности стыков

без усиления опорных торцов плит и на 34% меньше прочности

стыков с заделкой пустот опорных торцов плит бетонными пробка¬

ми.
Относительная прочность стыков с заделкой пустот опорных

торцов плит перекрытий бетонными пробками на заводе (коэффи¬

циент /Яш>пуот) по сравнению со стыками со сплошными плитами

(тш) получена в среднем равной 0,78. С учетом того, что испытания

были проведены на относительно малых образцах, этот коэффициент

(^ш.пуст) принят равным 0,7.
Прочность опорных участков неразрезных плит перекрытий без

заделки пустот бетонной смесью на 25% больше, чем стыков 11

и 12 с разрезными плитами. Заполнение бетонной смесью пустот

неразрезной плиты перекрытий повышает на 54% несущую способ¬

ность стыка по сравнению со стыком, в котором торцы опорных уча¬

стков плит усилены бетонными пробками.
Стыки 3 и 4 с замо’ноличенными на опоре торцами плит перекры¬

тий бетонной смесью и армированными через одну пустоту (через

38 см) каркасами из стержней 010 мм (рис. 3.11, а) имели несущую

способность в 1,92 раза больше, чем стыки с заделанными бетонными

пробками торцами пустот плит перекрытий. В этих стыках была до-
124

стигнута призменная прочность бетона перекрытий и панелей. Это

свидетельствует о высокой эффективности такого типа стыка с за-

моноличиванием перекрытий на опоре.
Во II серии испытаний площадь замоноличивания узла была

примерно в 1,5 раза больше площади опорных выступов плит пере¬

крытий. Призменная прочность бетона панелей стен с учетом арми¬

рования изменялась в отдельных образцах от 25,1 до 31,2 МПа

(табл. 3.10). Для замоноличивания перекрытий применяли бетон¬

ную смесь прочностью 19—24,1 МПа и для двух образцов бМПа.

, При анализе результатов испытаний были приняты следующие

расчетные предпосылки. Несущую способность прослойки, состоя¬

щей из двух участков бетона разной прочности, определяли с уче¬

том модулей деформации каждого из этих участков, т. е. жесткости

отдельных участков-.
В тех случаях, когда прочность бетона панели стен, плиты пере¬

крытий и бетона замоноличивания перекрытий одинакова, коэф¬

фициент тш определяли как для контактного стыка с введением

дополнительного коэффициента 0,9:
где Rm— кубиковая прочность раствора в монтажном шве; Яприв — при¬

веденная прочность бетона панели.
'где #мон — кубиковая прочность бетона замоноличивания перекрытия на

опоре; Япем — призменная прочность бетона плит перекрытий; FM0H, /"пер —

соответственно площади замоноличенных опорных участков стыка и площадь

опирания плит перекрытий на панели стен (для испытанных стыков ВЫон =

= 2160 см2 и /'пер = 1400 см2); k — коэффициент приведения более слабого

бетона к прочному, зависящий от упругих свойств слабого и прочного бето¬

нов (для стыков 5 и 6 k = 0,4, для остальных k = 1).
При различной прочности бетона панелей стен и бетона замоно¬

личивания плит перекрытий на опоре коэффициент тш вычисляли

по той же формуле (3.8), но в формулу подставляли меньшее из

двух значений: прочности бетона панели стен или же приведенной

прочности бетона перекрытия и бетона замоноличивания.
В формуле (3.9) принята прочность бетона замоноличивания RM0H,

равная кубиковой прочности, так как он работает в условиях дву¬

стороннего сжатия.
Сравнение т™ с тш показало хорошее совпадение.
Рассмотренные предпосылки и формулы могут быть рекомендо¬

ваны для расчета прочности стыков стеновых панелей с плитами пе¬

рекрытий при различной прочности бетона перекрытий и бетона

замоноличивания.
Прочность бетона замоноличивания перекрытий должна быть не

менее прочности бетона панелей стен. При быстром монтаже стен
(3.8)
(3.9)
125

рост прочности бетона замоноличивания может отставать от роста

нагрузки; при возведении зданий в зимних условиях и замоноли-

чивании перекрытий бетоном с химическими добавками прочность

бетона может оказаться в момент оттаивания значительно меньше

прочности бетона плит перекрытий.
3.4.	МОНОЛИТНЫЕ СТЫКИ *
3.4.1.	Результаты испытаний
Испытания ВУПС/П. Длина стен в плане (перпендикулярно

плоскости рисунков) у всех стыков была 50 см. Все образцы испы¬

тывали на центрально^ сжатие.
Были испытаны следующие типы стыков (табл. 3.11):
Рис. 3.13. Вид и размеры (в см) пер- Рис. 3.14. Вид и размеры (в см) вто-

вого варианта стыков Т 06-Б	рого варианта стыка Т 06-Б
Т 06-Б с пролетом перекрытий 360 см; в первом (основном) ва¬

рианте (рис. 3.13) в стеновых элементах были расположены две

сетки поперечной арматуры и в стыке стержни арматуры панелей

перекрытий не были взаимно соединены; второй вариант (рис. 3.14)

отличался от первого только тем, что стержень Q16 (A-III) элемента

перекрытия был соединен с таким же стержнем другого элемента

посредством приваренной накладки; в третьем варианте (рис. 3.15) в

отличие от второго в стеновых элементах были расположены четы-
ХВ настоящем подразделе приведены результаты экспериментальных

исследований, проведенных в научно-исследовательском институте ВУПЗ

в Праге. Испытания стыков с панелями перекрытия, имеющими опорные реб¬

ра, проводил Д. Пуме (испытания ВУПС/П), разработавший первый в ЧССР

вариант расчета несущей способности таких стыков [75, 76]. Испытания

стыков жилых зданий системы НКС проводил М. Фриц (испытания ВУПС/Ф)

Результаты этих испытаний были обработаны под руководством Е. Горачека.
126

Таблица 3.11. Результаты испытаний горизонтальных стыков ВУПС/П
Обозначение образцов
Экспериментальные данные
Расчетные данные
Номер испытания
Тип
конструк¬
ции
схема
стыка
схема

располо¬

жения

арматуры

в стеновых

панелях
кубиковая
прочность
бетона
МПа
предельное усилие

в поперечной арма¬

туре Na, кН
несущая способность

стыка ЛГцп, кН
обозначение вида разру¬

шения (буква) и трещины

(цифра) по рис. 3.26
соотношение деформаций

^оп
^ несущая способность

стыка Л\ кН
сечение, определяющее

несущую способность

стыка
соотношение = NQn/N
о
со
Н
а)
II
е*
S
S
э
о
X
н
о
о
о
соотнршение п.£=ч\оп/г\
стеновых пане¬

лей
стыка
перекры¬
тия
стены
1
2
3
4
5
6
. 7
8
9
10
11
12
13
14
15
1-6
1
Т 06-Б
Рис. 3.13
Рис.
22,4
26,5
37
1500
al
0,19
1369
Б
1,096
0,438
0,434
2
3.17, а
29,8
22,6
—
37
1730
а/, 2
0,17
1278
1,354
0,224
0,76
3
24,5
21,5

37
1500
al
0,16
1185
1,266
0,266
0,602
4
,
25,2
27,9
—
37
1660
al, 2
0,2
1458
1,138
0,476
0,42
5
33,1
23,9

37
1600
al, 2
0,12
1364
1,173
0,203
0,592
6
34,2
26,2

37
1820
al, 2
0,14
1479
1,23
0,229
0,612
7
Т 06-Б
Рис.
31,7
18,6
72,4
37
1650
al
0,18
1412
Б
1,169
0,196
0,92
8
3,17, а
39,1
16,3
72,4
37 -
1900
al, 2
0,2
1292
1,471
0,135
1,48
Рис. 3.14
9
Рис.
35
18,5
72,4
61,7
1800
al, 2
0,26
1409
Б
1,278
0,168
1,551
10
3.17, б
32,5
19,5
72,4
61,7
2100
al, 2
0,24
1459
1,439
0,186
1,288
11
Риг 3 1 й
Рис.
34,6
21,4
72,4
65,1
1800
al
0,12
1575
I?
1,143
0,157
0,764
12
XT 11L# u f 1 U
3.17, в
31,8
17,1
72,4
65,1
1640
al
0,15
1324
и
1,239
0,161
0,93

Продолжение табл. 3.11
Обозначение образцов
Экспериментальные ,
данные
Расчетные данные
номер испытания
тип
конструк¬
ции
схема
стыка
схема

располо¬

жения

арматуры

в стеновых

панелях
кубиковая

прочность

бетона J?Kj

МПа
предельное усилие

в поперечной арма¬

туре Na, кН
1
несущая способность

стыка NQn> кН
обозначение вида разру¬

шения (буква) и трещины

(цифра) по рис, 3.26
соотношение деформаций

чоп
несущая сиособность

стыка N, кН
сечение» определяющее

несущую способность стыка
соотношение njq—NQnjN
j эинэтонюоэ
соотношение л£='Пол/'П‘
стеновых панелей
стыка
перекры¬
тия
стены
1
2 *
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14 v
15
16
13
Т 06-Б
Рис.
29,8
26,3
72,4
37
2000
а!, 2
0,16
1868
к
1,071
0,398
0,402
14
3.17, а
29,8
24,1
72,4
37
2000
а2
0,13
1738
О
1,151
0,285
0,436
15
Рис.
39,2
25,2
65,1
1480
al, 2
0,15
1473
п
1,005
0,207
0,726
16
Рис. 3.16
3.17, в
37,2
19,9
65,1
1370
а2
0,12
1213
D
1,129
0,126
0,951
17
гч О ЛЛ
40,6
34,2
72,4
31,6
3150
at
0,28
3063
Л
1,028
0,29
0,967
18
Рис. 3.19
Рис. 3.20
>
37,1
34,2
72,4
31,6
2660
а2
0,25
2900
/1
0,917
0,293
0,853
19
тч о rvA
36,6
30,5
31,6
2260
al
0,13
2306
к
0,98
0,261
0,498
20
Рис. 3.20
41,1
27,6
31,6
1960
al
0,13
2150
и
0,912
0,181
0,72
21
Рис. 3.18
31,6
27,5
72,4
31,6
1930
al
0,24
2393
0,807
0,284
0,844
22
Рис. 3.20
32,3
21,1
72,4
31,6-
2300
al, 2
0,21
2090
А
1,1
0,18
1,168
23
42,0
20,6
72,4
31,6
2130
a2
0,17
2041
1,044
0,141
1,209
24
Т 08-Б
Рис. 3.19
Рис. 3.20
38,4
18,5
72,4
31,6
2100
al, 2
0,14
1727
•
Б
1,216
0,113
1,242

Рис. 3.15. Вид и размеры (в см) треть- Рис. 3.16. Вид и размеры (в см) яет-

его варианта стыка Т 06-Б	вертого варианта стыка Т 06-Б
ре сетки; четвертый вариант (рис. 3.16) отличался от третьего толь¬

ко толщиной элементов перекрытия. Размеры и расположение ар¬

матуры в стеновых элементах стыков Т 06-Б показаны на рис. 3.17;
Т 08-Б с пролетом перекрытий 600 см; высота ребер и толщина

элементов перекрытия первого варианта (рис. 3.18) и второго

(рис. 3.19) были одинаковые; арматура элементов перекрытия вто¬

рого варианта имела соединение, сходное с вариантом по рис. 3.14,

типа Т 06-Б. Размеры и расположение арматуры в стеновых эле¬

ментах стыков Т 08-Б показаны на рис. 3.20.
Кубиковые прочности бетона элементов и бетона замоноличива¬

ния приведены^ графах. 5 и 6 табл. 3.11.
При расчете несущей способности стыков учитывали ’ предель¬

ные усилия в поперечной^арматуре, указанные в графахА7 и 8 табл.
с)
Ф5.5А-0 Ф8А-0
Ф16А-Ш
J
L II Jl

с£-__—■ «у - ~ -
I	II V
I О !l

1> d'
Ь)
50
ФВА'О
Ф?6А-Ш
8 If I! II i ! S
Hi — ~D~ Ъ		H—	tj	Tr~ It-1
50
Ф10А-0
$16 А’Ш
Рис. 3.17. Схема армирования стено¬

вых панелей в стыках Т 06-Б

Рис. 3.13, Вид и размеры (в см) стер- Рис. 3.19. Вид и размеры (в см) вто-

вого варианта стыка Т 08-Б	рого варианта стыка Т 08-Б
3.11. Значения несущей способности при сжатии приведены в гра¬

фе 9 табл. 3.11.
Испытания ВУПС/Ф. Размеры опытных образцов приведены на

рис. 3.21. Длина стен в плане у стыков БА-П 60 см, у остальных

стыков 120 см.
Были испытаны следующие типы стыков:
БА-1 с размерами и расположением арматуры согласно рис.

3.22, в варианте «б» в плоскости стен были расположены сантехни¬

ческие трубки;
БА-П согласно рис. 3.23; вариант «а» был без поперечной арма¬

туры в стенах, в варианте «б» одна поперечная сетка, а в варианте

«в» две сетки; элементы перекрытий половины образцов опирались

всухую (без растворного шва);
<Р5,5А-0	ПОА-Ш
г-тАттт^ггт
^__4_44Х£х^
I
-ч
50
Рис. 3.20. Схема армирования сте¬

новых панелей ib стыках Т 08-Б
Рис. 3.21. Опытный образец для ис¬

пытаний горизонтального стыка.

В скобках размеры для образца ПС
§
§
Л
15
(П
60
130

Е
JO
ъ
JO
М(мАП)
■3.5\	I
QS\tf 20,5 12 !20~* 12 20,5 1,5 i 1.5
ч <tf	 .1	^	4-*	^ьн-
ПОП
4
ША-о
ПА-О'У'
л	#
толтцшипвЛ*
/.Тотау типом*
2t$A-M
щ ? W^fomoywriQj'

Ттмуттшб'
15
Торец, ШШ перекрытий:

60
J0
22.5
т
26.5
Фд АЖ
22.5
Рис. 3.22. Вид и размеры (в см) сты- Рис. 3.23. Вид и размеры (в см) сты¬

ка БА-1	ка БА-Н
К
JU-4L
тт
ms
0.5.
iAWy
" ш
Фба-о
15/12Ф8А-0
У/ско6а2Ф12№
'2Ф10А-0
— j At

Ф10А-Л
i!
i "

A —u-
Topeu лане/iu перекрытия:
	:	:
А
I-
1"
1
1—
\
./
'Я
10
|/ 1WA-Q
fWA-П ft
ю .
у•- • Ъ
1
•"•I
2 ii.
Г
2
1
i=—.
V* i T-'r
\9M№
-+Ч \>&м
К—лХТшо ymuiJQj')
Торец mm перекрытия:

_	720/Z
ТЕЗГ
=5?
<Ssf
w
во
35
30
Ш
Рис. 3.24. Вид и размеры (в см) сты¬

ка ПС
Рис. 3.25. Вид и размеры (в см) сты¬

ка Г
5*
131

S3 Таблиц,а 3.12. Результаты испытаний ВУПС/Ф

ю
Обозначение образцов
Экспериментальные данные
Расчетные данные
номер испытания
обозначение типа

стыка
1
3
о<
к *
5 о>
рр О*
8.8
|8
° н
Ю И

О ^
CJ 2
о в* W

с ч я
О сг> н
кубиковая

прочность

бетона

#к, МПа
л
Н
О
О
юЯ
8*

О .
5 g
3 в
о 3

й> н

Я о
обозначе¬

ние вида

разруше¬

ния

(буква)

и трещины

(цифра)

по рис.
3.26
соотноше¬

ние де¬

формаций
^оп—

еб ! ест
несущая

способ¬

ность

стыка

N. кН
сечение,
решающее
для
несущей
способ¬
ности
соотно¬
шение
nN=
=NoulN
соотноше¬
ние
модулей
упругости
соотношение
пЕ=%п/Ъ
t
Н

§»

S >.

Н р.
(К
X
X
0)
*3

н о сх,

я С? >>

сз О Н

я n g
Cl. о £
СП СЗ Q«

П &CQ
п
о
н
я
0)
2
0)
ч
о>
0J
X
3
Н
О
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
1
а
1)
42,5
17,5
3000
а2
0,157
2580
Б1
1,16
0,14
1,12
2
БА-1
46
17,5
3600
а2
0,143
2575
Б1
1,40
0,135
1,06
3
(рис.
39,5
17,5
2600
а2
0,107
2586
1,01
0,145
0,74
3.22)
4
5
б
1)
35
17
3940
al
0,123
2519
Б1
1,56
0,152
0,81
и
А
34,5
17
2800
al
0,082
2519
Б1
1,11
0,153
0,54
и
33,5
17
3380
al
0,333
2521
Б1
1,34
0,155
2,14
7
БА-Н
а
1)
29,5
25,5
1570
al, a2
0,267
1836
Б1
0,86
,0,38
0,7
8
(рис.
22,5
22,5
1300
(al), 61
0,333
1512
Б1
0,86
0,406
0,82
9
3.23)
26
21
1350
61
0,704
1512
Б1
0,89
0,369
1.91
10

11
2)
29,5
25,5
1500
al, a2
0,125
1640
Б2
0,91
0,277
0,45
1 1

19
22,5
22,5
1620
(al), 61
0,196
1310
Б2
1,24
0,292
0,67
Л Z
26
21
1485
в
0,3
1417
Б2
1,05
0,27
1,11
13
б
1)
29,5
25,5
1810
(al), в
0,213
1836
Б1
0,99
0,38
0,56
14
22,5
22,5
1530
(al), 61
0,226
1512
Б2
1,01
0,406
0,56
15
26
21
1310
61
0,408
1512
Б1
0,87
0,369
1,11
16
2)
29,5'
25,5
1450
63, a2
0,17
1640
Б2
0,88
0,277
0,61
17
22,5
22,5
1210
(al),6l
0,444
1310
Б2
0,92
0,292
1,52
18
26
21
1650
(o2), 61
0,50/
. 1417
Б2
1,16
0,27
1,88

Продолжение табл. 3.12
Обозначение образцов
Экспериментальные данные
Расчетные данные
номер испытания
обозначение типа

стыка
способ опирания

элементов перекры¬

тия
кубиковая

прочность

бетона

RH, МПа
несущая способ¬

ность стыка кН

оп*
обозначе¬

ние вида

разруше¬

ния

(буква)

и трещины

(цифра)

по рьс.
3.26
соотноше¬
ние
деформа¬
ций
^оп =
= еб/£СТ
несущая

способ¬

ность

стыка

N. кН
сечение,

решающее

для несу¬

щей

способ¬

ности
соотноше¬

ние

Лдг =
-'W*
^соотноше¬
ние
модулей
упругости
т>“£уС/£б
соотношение
л£ = т10п/Ч
^ тип конст¬

рукции
| вариант

расположения

арматуры
элементов
стыка
1
2
3
4
5
в
7
| 8
9
10
11
12
13
14
19
БА-П
В
1)
29,5
25,5
1850
(61), г
0,377
1836
Б1
1,01
0,38
0,99
20
(оис.
,22,5
22,5
155d
61
0,462
1512
Б2
1,03
0,406
1,14
21
26
21
1450
61 .
0,675
1512
Б1
>
0,96
0,369
1,83
22
3.23)
2)
29,5
25,5
1950
г
0,212
1640
Б2
1,19
0,277
0,77
23
22,5
22,5
1750
61
0,267
1310
Б2
1,34
0,292
0,91
24
26
21
1350
61
0,31
1417
Б2
0,95
0,27
1,15
25
ПС
в
2)
20,5
24,5
2800
г
0,135
2564
А2
1,09
0,222
0,61
26
(рис.
19,5
25
2800
г
0,211
2448
А2
1,14
0,228
0,93
27
3.24)
23
26,5
2780
г
0,296
2850
А2
0,98
0,219
1,35
28
а
1)
43
23
3600
а2
0,106
4262
Б2
0,84
0,176
0,6
29
45,5
23
3720
а2
0,417
4389
Б2
0,85
0,173
2,41
30
37
23
2660
а2
0,101
3959
Б2
0,67
0,183
0,55
31
г
2)
42
16
3160
al, а2
0,025
2804
Б2
1,13
0,065
0,38
32
(рис.
39,5
16
1200
al, а2
0,075
2698
Б2
0,44
0,066
1,14
33
3.25)
41
16
1780
al, а2
0,053
2762
Б2
0,64
0,065
0,82
34
-
б
1)
39
19
3220
а2
0,129
3693
Б2
0,87
0,171
0,75
35
34,5
19
2600
в
0,149
3409
Б2
0,76
0,178
0,84
36
41
19
2550
al, а2
0,1
3819
Б2
0,67
0,168
0,6
Примечания: 1. В графе 4 способ опирания элементов перекрытия обозначен: 1) на растворном шве, 2) всухую.
2. В графе 8 для тех образцов, которые разрушались от раскрытия первой трешины, в скобках обозначен тип этой
трещины.

ПС согласно рис. 3.24 с элементами перекрытия, опирающимися

всухую;
Г согласно рис. 3.25, причем вариант «а» был без поперечной ар¬

матуры в элементах стен, в варианте «б» одна сетка; элементы пере¬

крытий в некоторых образцах варианта «а» опирались всухую.
Кубиковые прочности бетона элементов и бетона замоноличива¬

ния приведены в табл. 3.12. При расчете несущей способности сты¬

ка исходили из следующих предельных усилий в поперечной арма¬

туре:
тип БА-1 — в перекрытии Na = 58,4 кН;
тип БА-П — в стене вариант «б» NaK =18 кН по формуле

(3.1, б), вариант «в» NaK = 18,5 кН по формуле (3.15);
тип ПС — в перекрытии Na = 34,8 кН, в стене NaK = 99,8 кН

по формуле (3.15);
тип Г — в стене вариант «б»: jVaK = 78,3 кН по формуле (3.15).

Несущая способность при сжатии приведена в графе 7 табл. 3.12.

Все образцы подвергались испытанию на центральное сжатие.
Анализ результатов испытаний. При испытаниях наблюдались

три вида разрушения стыка (рис. 3.26):
первый — разрушение в уровне перекрытий (рис. 3.26, а), когда

первая вертикальная трещина возникала в бетоне замоноличивания,

обычно в месте соприкосновения с элементом перекрытия; такая

трещина распространялась либо в верхний (рис. 3.27), либо в ниж¬

ний (рис. 3.28) стеновой элемент;
второй — разрушение в опорных областях стеновых элементов

(рис. 3.26, б), когда первая трещина возникала либо в верхнем

(трещина /), либо в нижнем (трещина 2) стеновом элементе и рас¬

пространялась при возрастающей нагрузке в бетон замоноличива¬

ния. Иногда образовывались трещины 3 вследствие разрушения бе¬

тона под площадками опирания элементов перекрытия (рис. 3.27);
третий — разрушение вследствие образования наклонной тре¬

щины, захватывающей стеновые элементы и собственный стык

(рис. 3.26, в).
Вид разрушения образцов согласно обозначениям, принятым на

рис. 3.26, приведен в графе 10 табл. 3.11 ив графе 8 табл. 3.12, при¬

чем буквой обозначена схема, а цифрой — трещина в той же схе¬

ме. Разрушение вне области стыка (рис. 3.30) обозначено в табл.
3.12	как разрушение типа «г».
Рис. 3.26. Характерные схемы разру-

шения горизонтального стыкового

соединения
/ — вертикальные трещины в бетоне замо¬

ноличивания вдоль панелей перекрытий;

2 — вертикальная трещина в стеновой па¬

нели; 3 — наклонная трещина под опорой

перекрытия; 4 —наклонная трещина, пере¬

секающая стеновые панели и бетон за¬

моноличивания
134

Рис. 3.27. Разрушение стыка типа

БА-Н (испытание № 16)
Рис. 3.28. Разрушение

Т 06-Б (1-й вариант)
стыка типа
А
Рис. 3.29. Разрушение стыка типа Рис. 3.30. Разрушение стыка типа ПС

Т 06-Б (4-й вариант)	(испытание № 25)
135

При испытаниях замеряли отно¬

сительные деформации сжатия е:в

области стен Eg и в области стыка ест

при длине базы dCT (рис. 3.21). Де¬

формации в области стыка были зна¬

чительно больше (рис. 3.31). В гра¬

фе 11 табл. 3.11 ив графе 9 табл.
3.12	приведено соотношение rjon =

=еб/ест по результатам испытаний,

соответствующее нагрузке, равной

половине несущей способности. Сред¬

нее значение соотношения г]оп для

отдельных типов стыков при опира¬

нии элементов перекрытия на раствор¬

ном шве менялось в пределах от

0,16 до 0,4 и при опирании всухую в пределах от 0,2 до 0,3. У сты¬

ков типа «Г» эти значения были меньше по причинам, указанным

в дальнейшем.
3.4.2.	Несущая способность
Анализ влияний. Разрушение стыка может произойти либо в

опорной области стеновых элементов (т. е. в сечениях А1 или А2

согласно рис. 3.26, б), либо в сечениях Б (рис. 3.26, а), пересекаю¬

щих перекрытия [72].
1.	При разрушении в сечениях А (рис. 3.26, б) опытную несу¬

щую способность стыка сравнивали с несущей способностью, опре¬

деляемой по формуле
N6=FRav,	(3.10)
где F — площадь сечения; Rnр — прочность на сжатие бетона стенового

элемента. *
На несущую способность стыка влияют следующие факторы:
толщина /ш растворного шва, причем прочность раствора Rm

обычно меньше прочности #пр стеновых элементов;
неравномерная нагрузка торца стенового элемента вследствие

различных деформативных свойств бетона элементов перекрытия

и бетона замоноличивания. Такая неравномерность значительно

увеличивается (в сечении А2) при опирании элементов перекрытия

всухую;
поперечная арматура (сетки) в торце стеновых элементов, вы¬

зывающая повышение несущей способности. Такое влияние умень¬

шается при увеличении расстояния между плоскостью сетки и тор¬

цом стенового элемента. Вторая или третья сетка оказывает мень¬

шее влияние, чем первая. Благоприятное влияние поперечной ар¬

матуры заметно прежде всего при опирании элементов перекры¬

тия всухую.
у
Л
/
Nosiem
1/
/
/
* г £[°и
Рис. 3.31. Деформации стены 1

и стыка 2 в испытаниях № 13

системы Б А-А
136

Указанные влияния можно выразить посредством коэффициен¬

тов, на которые умножают основную несущую способность соглас¬

но (ЗЛО). Ниже приведены формулы для расчета этих коэффициен¬

тов.
Прочность Ron элемента, работающего на сжатие, из бетона

с призменной прочностью #пр, со слоем бетона-замоноличивания

(раствора) с призменной прочностью Rm <С Rnv возможно, соглас¬

но испытаниям [74], представить в виде кубической параболы 1,

которую при tu/h ^ 1/5 можно заменить прямой 2 (рис. 3.32). Ко¬

эффициенты 6Ш, /гдеф определяли по формулам:
Рис. 3.32. Влияние толщины слоя

раствора (бетона) более низкой

прочности на несущую способность

сжатого элемента
Рис. 3.33. Эффективная область влия¬

ния поперечной арматуры (сетки) на

повышение несущей способности сжа¬

того элемента
<3-">
{. . -1 о I Апр —#мон I Япер^мон/, . - tm \	п
АдеФ-1-2	—— ^1-1,5 — J, (3.12,
но не более 1,
где #пер — прочность бетона элементов перекрытия; #Мон — прочность бе¬

тона замоноличивания; /дер — сумма площадей сечений опорных частей

элементов перекрытия, через которые передается вертикальная нагрузка;

Лион — площадь сечения бетона замоноличивания (раствора) между торца¬

ми элементов перекрытия; F — площадь сечения стенового элемента (F =

= F пер "Ь F мон) •
Если элемент перекрытия опирается всухую, понижение несу¬

щей способности пропорционально площади Fnep- Вместо &деф вво¬

дим коэффициент &сух, который, согласно 158], можно ввшислить

по формуле
Асух = (0»6^7пеР-1-^мон )/F,	(3.13)
где все площади принимаются для сечения А2 в области опирания

перекрытия.
Влияние поперечной арматуры (сеток) на повышение несущей

способности стены исследовали с помощью специально поставлен-
137

йых экспериментов 173]. Было

установлено, что несущая спо¬

собность уменьшается с возра¬

станием расстояния поперечной

арматуры от плоскости рассмат¬

риваемого сечения.
И. Черны предложил для

вычисления коэффициента &к,

отражающего влияние попереч¬

ной арматуры на повышение не¬

сущей способности сечения, рас¬

положенного на расстоянии от

плоскости сетки (рис. 3.33), сле¬

дующую формулу:
*к=1 + 61ПГ-- <зл4>

гК лр
где эффективное усилие в попереч¬

ной арматуре, расположенной на

расстоянии v от торца панелей

(рис. 3.34),
^ак==^а^а^ — »	(3.15)
— площадь сечения поперечной арматуры в рассматриваемом сечении

стены, площадь которого равна F; Ля — ширина эффективного сечения

(рис. 3.32).
При наличии нескольких сеток в формулу (3.14) вместо NaK

вводят значение усилия, равное сумме усилий WaK для всех сеток.
Несущая способность элемента при сжатии с равномерно рас¬

пределенными сетками согласно описанному способу расчета равна

несущей способности, определенной по формулам, приведенным ^в

нормативных документах по расчету железобетонных конструкций.
При разрушении в сечении В (рис. 3.26, а) несущая способ¬

ность зависит в первую очередь от прочности бетона элементов пере¬

крытия и бетона замоноличивания и от площади сечения, противо¬

действующего вертикальному усилию. Эффективная площадь сече¬

ния стыка F ограничена плоскостями, соединяющими поверхности

нижнего и верхнего стеновых элементов (рис. 3.34). Эта площадь

состоит из площади Fueр, образованной элементами перекрытия, и

площади FM0H, образованной бетбном замоноличивания. Учиты¬

вая различные деформативные свойства и различный возраст

обоих бетонов, нельзя согласно результатам испытаний рассчи¬

тывать на то, что их прочность будет одновременно использована.

При расчете можем это отобразить введением коэффициентов

условий работы тпер и шМот значения которых можно принять

равными от 1 до ОД как показано в дальнейшем [72].
Рис. 3.34. Обозначение величин для

расчета на несущую способность го¬

ризонтального стыка
138

На несущую способность сечений в нижней половине высоты

перекрытия влияет также опирание всухую.
Поперечная арматура, соединяющая элементы перекрытия, по¬

вышает несущую способность, что можно выразить при помощи

коэффициента
—	(3-16)
•Rnp ^в.пер
где Na — предельное усилие в поперечной арматуре, расположенной в верх¬

ней половине толщины перекрытия, определенное с учетом влияния способа

соединения этой арматуры (см. подраздел 2.2.3); /•’в.пёр — площадь верти¬

кального сечения перекрытия.
Значение горизонтального усилия Я, возбуждаемого элемента¬

ми перекрытия вследствие вертикального усилия N, зависит также

от формы торцов, в первую очередь от их уклона а. При определе¬

нии этого влияния можем исходить из соображений, схожих с при¬

веденными в подразделе 2.2.3 для вычисления горизонтального

усилия, вызываемого бетонными шпонками. Если меняется уклон

торцов элементов в стыке, схематично показанном на рис. 3.35, а,

на каждый торец при а ^ ат действует вертикальное усилие Q =

= N12 и при а >ато усилие Q С N/2 (ат — угол, при превыше¬

нии которого площадь опирания элемента перекрытия уменьшает¬

ся). Для расчета горизонтального усилия Я можем применить фор¬

мулу (2.4). В таком случае при а^ат (прямая 1 на рис. 3.35, а) по¬

лучим (кривая 1 на рис. 3.35, б)
Я __ 1 tg а—tg<p

N 2 1-f tgatg<p
(3.17)
(3.18)
и при а >ат (прямая 2 на рис. 3.35, а) получим (кривая 2 на рис.

3.35, б)
н _ 1—tg<p/tga

N l-ftgatg<p’
где tg<p — коэффициент трения, равный 0,7—0,8.
Ь)
а
N
0,3
0.2
0,1
2 —0,23
1
IX—
— к 	1—
Ч	1—*—
30 38,5 55 63,4 80 30 и*
Рис. 3.35. Зависимость горизонтального усилия Н от угла наклона а торца

элемента перекрытия
139

На рис. 3.35-, б показана зависимость соотношения HI N от зна¬

чения угла а, исчисленная для значений hnep = h и tg tp = 0,8.

Отчетливо видно влияние уклонов торцов, вызывающих большие

горизонтальные усилия и вследствие этого невыгодных.
Расчет несущей способности. Несущую способность в сечениях

А1 и А2 (рис. 3.34) можно, следовательно, рассчитать по формуле
N ~ Nq &ш ^деф &к ke,	(3.19)
где усилие N6 определяют по (3.16), коэффициенты km, &деф, kK—

по (3.11—3.13), причем при опирании всухую вместо &деф под¬

ставляют для сечения А2 &сух, если он меньше, чем £деф. Коэф¬

фициент ke отображает влияние эксцентриситета eoh вертикального

усилия N и может быть рассчитан по формуле
ke =	=	(3.20)
Для расчета несущей способности в сечениях Б (рис. 3.34) ис¬

пользуем формулу
N = (Fnep Rnep mпер ^сух + ^мон ^мои^мон) &а ^е>	(3.21)
где 6Сух учитывают только, в сечениях в нижней половине толщины перекры¬

тия при опирании элементов перекрытия всухую согласно (3.13); &а, ke оп¬

ределяют по (3.16) и (3.20); тпер, штн — коэффициенты условий работы,

которые могут быть:
либо /Ядер = 1 и /ямон = 0,8, (а)

либо тпер = 0,8 и mM0H — 1, (б)

причем коэффициенты (б) принимают в том случае, если значение несущей

способности по (3.21) с введением коэффициентов (б) больше, чем с введе¬

нием коэффициентов (а).
Сравним экспериментальные и расчетные данные.

Испытания ВУП С/П. В графе 12 табл. 3.11 приведены

значения несущей способности N, рассчитанные по (3.19) или (3.21)

для сечения, несущая способность которого была меньше. Обозна¬

чение этого сечения приведено в графе 13. При расчете несущей спо¬

собности прочность на сжатие Rnp (призменную) определяли по ку-

биковой прочности согласно выражению #пр=0,8 RK. В графе 14

табл. 3.11 приведены значения соотношения несущих способностей,

определенных экспериментально и расчетом:
nN = N 0JN-	<3-22>
На рис. 3.36 изображено распределение частот соотношений для

всех 24 испытаний.На основании статистической оценки соотношений

riN было определено среднее значение, равное 1,14 (с интервалом от

1,08 до 1,2 для надежности 0,95). Стандартное отклонение sn =

= 0,16, т. е. коэффициент изменчивости 0,14. Оценка интервала

дисперсии для надежности 0,95 была от 0,13 до 0,21.
Испытания ВУПС/Ф. В графе 10 табл. 3.12 приведе¬

ны значения несущей способности N, рассчитанные по (3.19) или
(3.21)	для сечения, несущая способность которого была наимень¬

шая. Такое сечение указано в графе 11 табл. 3.12 (сечения обозначены

согласно рис. 3.22, 3.24). При расчете несущей способности проч¬
но

ность на сжатие Rnv определяли по кубиковой прочности согласно

выражению #пр = 0,8 RK. В графе 12 табл. 3.12 приведено соот¬

ношение несущих способностей, определенных эксперименталь¬

но и расчетом по формуле (3.22).
Из таблицы следует, что для стыков типа «Г» (испытания № 28—

36) соотношения пи меньше, чем 1 и их среднее значение 0,76. При

расчете сечения 2 этих стыков с учетом опирания всухую в формулу
(3.21)	был введен коэффициент &сух = 0,6, подсчитанный по фор¬

муле (3.13) для сечения БЗ. Сравнение показывает, что форма тор¬

цовых поверхностей панелей перекрытия невыгодна, так как бетон
Рис. 3.36. Распределение частот от- Рис. 3.37. Распределение частот отно-

йошений пн несущей способности шений Пц несущей способности для

для испытаний ВУПС/П	испытаний ВУПС/Ф
замоноличивания вследствие усадки, по-видимому, не заполнит

полностью среднюю часть пространства между панелями. По этой

причине результаты испытании стыков типа «Г» не были включены

в статистическую оценку соотношений п^-
На рис. 3.37 изображено распределение частот соотношений Пы

для 27 испытаний. На основании статистической оценки соотноше¬

ний tiN было определено среднее значение, равное 1,07 (с интерва¬

лом 1,00—1,14 для надежности 0,95). Стандартное отклонение

sn = 0,18, т. е. коэффициент изменчивости v = 17%. Оценка ин¬

тервала дисперсии для надежности 0,95 была от 0,14 до 0,25.
Выполненная статистическая обработка результатов испытания

показала, что по предполагаемым формулам вполне удовлетвори¬

тельно может быть определена несущая способность стыков.
3.4.3.	Жесткость
На жесткость стыков основное влияние оказывают модуль упру¬

гости бетона элементов, бетона замоноличивания и раствора, а так¬

же конструктивное решение стыка. Из испытаний следует, что при

опирании всухую жесткость снижается.
Экспериментально определенная жесткость стыков отличается

большим разбросом даже при одинаковом конструктивном решении.
141

Вследствие этого расчет жесткости дает только ориентировочные

результаты. Для расчета жесткости и заменим подлинный стык

(рис. 3.38, а) схемой (рис. 3.38, б), в которой жесткости отдельных

частей стыка заменены пружинами, соединенными либо последова¬

тельно (например, Кпер и Дш), либо параллельно (например,

I и II). Жесткость пружины, соответствующей одной части стыка,
определена по формулам:
для платформенного участка стыка, где сжимающая нагрузка

передается через торцы панелей перекрытий,
	£дер ^пер
пер = h	t	L_ ь	/	р
а)
6) I Д
п
7
В
5
к
J
г
1
о
■пер/Еш
f
Пср'0,85
\sn*0M
zn-m |
/-
J
1
(3.23)
/
\
Л--21/
\/
/!
Г
\
0,2 0,4 D.5 ОД 10 1,2 1,4 W 1В 7,0 пе
Рис. 3.38. Обозначение величин

(а) и схема расчета жесткости

стыка (б)
Рис. 3.39. Распределение частот отноше¬

ний пе жесткости для испытаний

ВУПС/П
для контактного участка стыка, где сжимающая нагрузка пере¬

дается через слой монолитного бетона и слой раствора,
Кмон =	Ё*ои£мо2		(3 24)
&МОН ^МОН"Ъ&Ш £мон/£ш
где .Епер; Вмон; Еш — модули упругости бетона (раствора) соответственно

перекрытия, монолитного бетона и раствора горизонтального шва; Fnep>

^мон — площади соответственно платформенной и монолитных площадок

стыка; &пер» ^мон» — коэффициенты, учитывающие влияние контактных

прослоек между элементами стыка.
Для схемы согласно рис. 3.38 KM0S = Ki и К пер — Кп• Тогда

суммарная жесткость стыка
К=Кг+Ки.	(3.25)
Жесткость стыка выразим посредством условного модуля упру¬

гости стыка Eyct который соответствует стене высотой Нст и сече¬

нием, равным сечению F стены. Согласно (3.32, а), действительно
Нет
Е ус — К
(3.26)
142

Сравним значения по приведенным формулам с результатами Ис¬

пытаний.
Для испытаний ВУПС/П и ВУПС/Ф был подсчитан условный

модуль упругости по формуле (3.26).
В испытаниях ВУПС/П были приняты значения коэффициен¬

тов ^пер = 1» &мон = Ю.
В графе 15 табл. 3.11 приведены значения соотношения иде¬

ального модуля упругости Е, согласно (3.26), и модуля Eq бетона

стеновых элементов. Это соотношение эквивалентно соотношению

относительной деформации стены eg и

деформации стыка еш. В графе 16

приведены соотношения Пе рассчитан¬

ного значения т] и значения отно¬

шения деформации Tjon, полученно¬

го опытным путем.
На рис. 3.39 показано распреде¬

ление частот этих соотношений для

всех 24 испытаний. Из сравнения с

рис. 3.36 следует, что разброс ре¬

зультатов соотношений жесткостей

приблизительно в 2,5 больше разбро¬

са при расчете несущей способности.
В испытаниях ВУПС/Ф были при¬

няты следующие значения коэффи¬

циентов kji	$
стыки БА-1 при опирании на растворном шве kmp = 1; £Мон =

= km = 10;
стыки БА-Н при опирании на растворном шве &пер = 1; 6Мон =

5,
стыки БА-П и ПС при опирании всухую knftJ) = 5,5; &мон =

= km = 5.
Жесткость стыков типа «Г» была весьма низкой вследствие не¬

выгодной работы под нагрузкой. Жесткость бетона замоноличива¬

ния Кмоа не учитывали, а жесткость /Спер высчитывали из площа¬

ди горизонтального сечения в середине толщины перекрытия.
Коэффициенты kj принимали:
при опирании на растворном шве &neP =1; km = 10;
при опирании всухую kcep = 5,5; km = 10.
Результаты статистической обработки опытных данных о жест¬

кости стыков и их сопоставление с расчетными показаны на рис.

3.40.
Разброс соотношений жесткостей оказался приблизительно. в

два раза большим разброса соотношений несущих способностей.
Рис. 3.40. Распределение частот

отношений Пе жесткости для

испытаний ВУПС/Ф
143

3.5. ДЕФОРМАЦИИ СЖАТЫХ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ
СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ
ПРИ ДЛИТЕЛЬНОМ ДЕЙСТВИИ НАГРУЗКИ
3.5.1. Методика исследования

деформаций ползучести и усадки
Для исследования длительных деформаций сжатых горизонталь¬

ных стыков применяли опытные образцы, общий вид которых пока¬

зан на рис. 3.41. Каждый образец состоял из трех бетонных призм

размером 14x25x45 см, соединенных между собой двумя раствор¬

ными швами толщиной 2 см каж¬

дый.
Наличие в опытном образце

двух швов, загруженных в оди¬

наковом возрасте и одинаковой

нагрузкой, позволило сокра¬

тить вдвое общее число образ¬

цов.
В целях более четкого вы¬

явления деформативных свойств

стыков приняты резко различ¬

ные прочности на сжатие бето¬

на призм (М 400) и раствора в

горизонтальных стыках (М 100).
Все бетонные рабочие приз¬

мы и контрольные образцы к

ним изготовлены из одного за¬

меса и пропарены. Рабочие об¬

разцы формовали на металли¬

ческом поддоне с деревянными
Рис. 3.41. Схема испытания контакт- бортами. Деревянные борта

ных стыков tfa длительное сжатие форм предварительно три ра-
, за покрывали олифой. Кон¬

трольные образцы к ним изготавливались в металлических фор¬

мах. Уплотнение бетонной смеси производили глубинным вибрато¬

ром. После пропаривания образцы в течение месяца хранили в по¬

мещении при температуре 18—23° С и влажности 50—70%.
Монтаж опытных образцов проведен непосредственно в пружин¬

ных установках в два этапа. Сначала собрано десять образцов, а че¬

рез несколько дней еще пять. Горизонтальные стыки всех образ¬

цов на каждом этапе выполнены из раствора одного замеса.
Раствор для обоих этапов приготавливали из одного и того же

цемента и песка.
Для получения одинаковой толщины шва во всех образцах сбор¬

ка их была проведена на специальных фиксаторах, расположенных

по углам шва. Через один час после укладки раствора в шов фик¬

саторы убирали и шов специально уплотняли.
nol-l
S3
I
О
1
<Ni
ХП
0
0
I
Л1
те
осп
144

Для определения прочности и модуля деформации раствора од¬

новременно с опытными образцами были изготовлены кубы разме¬

ром 7,07x7,07x7,07 см и призмы размером 10x10x40 см.
Деформации растворного стыка и бетона замеряли индикаторами

с ценой деления 0,001 мм, установленными по 4 граням опытного

образца.
Базы приборов, измеряющих деформацию бетона и растворного

стыка, приняты практически одинаковыми — 235 мм на бетоне и

240 мм на стыке. Деформации собственно стыкового соединения

определяли как разность деформаций приборов, установленных на

стык и на бетон призм. Принятая методика позволяет исключить

влияние базы, на которой замерены деформации. В опытах разных

авторов часто базы неодинаковы, что является одной из причин раз¬

броса получаемых величин коэффициентов податливости сжатых

стыковых соединений. Включение в деформацию стыка разных по

длине зон бетона приводит к завышению коэффициентов податливос¬

ти горизонтального стыка. Так, коэффициент податливости стыка,

полученный с включением деформаций бетона на длине базы (база

измерения 90 мм, толщина шва 10 и 30 мм), на 10—25% выше коэф¬

фициента податливости без учета деформации бетона базы. С уве¬

личением напряжения в стыке расхождения увеличиваются.
Предлагаемая методика позволяет получать более устойчивые и,

самое главное, сопоставимые результаты в различных испытаниях.

Особенно важно пользоваться такой методикой при оценке длитель¬

ных деформаций стыковых соединений, так как удается исключить

из рассмотрения деформации ползучести и усадки бетона панели,

которые, как правило, относительно велики.
Опытные образцы были загружены длительной нагрузкой при

различных возрастах раствора в швах (3, 4, 7, 14, 28 и 140 сут)

тремя уровнями нагрузок 2, 4и8 МПа. К моменту загружения пер¬

вого образца пропаренный бетон имел возраст 36 сут. Характери¬

стики образцов приведены в табл. 3.13. Образцы, смонтированные

на I этапе, имеют маркировку Пр (например Пр-4-40-2, где первое

число означает возраст в сутках раствора стыка при загружении,

второе — уровень длительного напряжения в стыке в кгс/см2, тре¬

тье — порядковый номер), на II этапе — 2Пр.
Испытания проводили в отапливаемом помещении. Длительное

сжатие образцов создавали пружинными установками.
Пружинные установки были предварительно протарированы.

При тарировке усилия определяли с помощью кольцевого динамо¬

метра, установленного под верхней траверсой. Потери усилия

вследствие перекоса тяг й других причин превышали 2%. В ходе

длительных испытаний усилия сжатия, создаваемые пружинами,

контролировали по показаниям индикаторов.
Загрузку образцов вели ступенями, равными 0,1 величины дли¬

тельно действующего усилия с выдержкой на каждой ступени 4 мин.

Деформации, набегавшие за время выдержек на каждой ступени,

отнесены к деформациям ползучести.
145

Т а б л и ц а ЗЛЗ. Характеристики опытных образцов
Маркировка образца
Возраст при загру¬

жении стыка, сут
Величина

длитель¬

ного уси¬

лия обжа¬

тия бетона,

МПа
Прочность в момент

загружения стыка,

МПа
Модуль

деформа¬

ции бетона

Е* 104,

МПа
раствора
пропарен¬
ного
бетона
раствора
бетона
1
2
3
4
5
6
7
Пр-3-30-1
3
36
2
3,8
36
3,11
Пр-4-40-2
4
37
4
5,/
36
3,11
Пр-7-40-5
7
40
4
7,8
41
3,25
Пр-140-40-11
140
177
4
12,2
45
3,76
Пр-4-80-3
4
37
8
5,7
36
3,11
Пр-7-80-4
7
40
8
7,8
41
3,25
Пр-14-80-6
14
47
8
9,4
41,7
3,32
Пр-28-80-7
28
61
8
10,3
41,5
3,13
2Пр-14-40-8
14
88
4
4,1
42,1
3,43
2Пр-28-20-9
28
101
2
4,5
45,3
3,42
2Пр-28-40-10
28
101
4
4,5
45,3
3,42
Образцы центрировали по геометрическим центрам. Эксцентри¬

ситеты продольной силы, подсчитанные по деформациям граней

образцов, не превышали 3 мм.
Деформации ползучести определяли как разность между пол¬

ными деформациями, развивающимися от момента приложения по¬

стоянного усилия до конца наблюдения, и деформациями усадки не¬

загруженного образца. В полных деформациях учтены деформации,

натекающие за время выдержек при поэтапном загружении. Такая

методика определения деформаций ползучести дает некоторую пог¬

решность вследствие неаддитивности ползучести и усадки. 'Однако

использование ее оправдано тем, что, во-первых, технически труд¬

но осуществить гидроизоляцию опытных образцов, во-вторых, в ре¬

альных условиях горизонтальный стык работает при переменной

влажности и температуре воздуха.
Для определения погрешности в показаниях приборов, связан¬

ной с колебаниями температуры окружающего воздуха, на об¬

разцах были установлены термопары (медь-константан). Термо¬

пары располагались на поверхности бетона, на металлических ба¬

зах приборов, внутри бетонной призмы (на глубине 50 мм от по¬

верхности) и внутри растворного шва. Замеры с термопар снимали

с помощью потенциометра ПП-63 раз в сутки в одно и то же время.

Исследовали также образец, изолированный двумя слоями пара¬

фина и слоем кальки, покрытой снаружи слоем технического вазе¬

лина.
Деформации усадки бетона и стыковых соединений исследовали

на трех идентичных образцах, установленных рядом с длительно

загруженными, но без внешней нагрузки. В ходе испытаний наб¬

людали за изменением весовой влажности бетона. Одновременно за¬

меряли температуру и влажность воздуха в лабораторном помеще¬

нии.
146

Для контроля поперечных деформаций бетона, вызванных усад¬

кой и ползучестью, на средних бетонных призмах двух загружен¬

ных и одного незагруженного образцов устанавливали на противо¬

положных гранях горизонтально расположенные приборы с ценой

делений 0,001 мм на базе 200 мм.
3.5.2.	Деформации при кратковременном загружении
Изменение прочности раствора стыков во времени представлено

на рис. 3.42. Экспериментальные данные можно аппроксимировать

зависимостью
I 24
Яш (t) =	Rm(28),	(3.27)
где Rm (т) — прочность раствора в возрасте т сут, МПа.
Рис. 3.42. Нарастание прочности раствора во времени
/ — по формуле (3.27); 2 — по формуле С. В. Полякова [21J; 3 — по формуле И. Т. Кото¬

ва [20]
Расчетные величины роста прочности раствора по формуле (3.27)

удовлетворительно совпадают с-экспериментальными. На рис. 3.42

для сравнения нанесены расчетные значения роста прочности

раствора по формулам, предложенным И. Т. Котовым [20] и

С. В. Поляковым 121].
Для практических расчетов можно использовать любую из фор¬

мул, поскольку значения величины прочности раствора, определен¬

ные по ним, отличаются несущественно.
Прочность раствора в момент загрузки менялась для различных

образцов в пределах от 3,8 до 12,2 МПа (см. табл. 3.15). Установле¬

но, что при прочности раствора менее 10 МПа коэффициент подат¬

ливости растворного шва при сжатии не является постоянной вели¬

чиной, а увеличивается примерно по линейной зависимости с рос¬

том сжимающих напряжений. При более высокой прочности раство-
147

ра коэффициент податливости в диапазоне изменения сжимаю¬

щих напряжений от 2 до 8 МПа оказался постоянным и равным

0,4• 10_3 см/МПа. Такой же вывод-получается из анализа работ

[13,14]. Однако в опытах коэффициент податливости оказался в

пять раз меньшим. Расхождение объясняется следующими причи¬

нами. Как отмечалось выше, деформации собственно шва определяли

как разность деформаций приборов, имеющих одинаковую базу и

установленных на шве и на бетоне панели. Другая причина в том,

что деформации ползучести, натекающие на выдержках в ходе за¬

гружения образцов, также исключались, а эти деформации были

равновелики упругомгновенным. Последнее, но не менее важное об¬

стоятельство то, что образцы были очень тщательно изготовлены и до

установки их под нагрузку были приняты все меры предосторожно¬

сти, чтобы не нарушить сцепления раствора с призмами. Некачест¬

венное устройство шва или нарушение сцепления раствора с бето¬

ном панели приводит к увеличению податливости стыка в несколь¬

ко раз, что подтверждается данными испытаний в натурных и лабо¬

раторных условиях.
Была исследована зависимость коэффициента податливости от

прочности раствора. При напряжениях сжатия 2 МПа зависимость

не имела четко выраженного характера. При напряжениях 4 и 8 МПа

коэффициент податливости закономерно уменьшался с ростом проч¬

ности раствора.
Представляет интерес сравнение полученных экспериментально

деформаций швов с деформациями растворной призмы на базе, рав¬

ной толщине растворного шва в образцах. Разность между соответ¬

ствующими фактическими и расчетными деформациями характери¬

зует величину деформации контактной прослойки стыка.
При малом возрасте (прочности) раствора с увеличением напря¬

жения с 1 до 4 МПа доля деформации контактной прослойки в об¬

щей деформации стыка падает с 71 до 30%., а при возрасте раствора

28 сут доля деформации контактной прослойки в общей деформа¬

ции стыка увеличивается с 29 до 56%. Такая зависимость, по-види-

мому, объясняется тем, что при малом возрасте раствора и, следо¬

вательно, низкой прочности с повышением напряжения в стыке на¬

пряжения нивелируются и поэтому доля деформаций контактной

прослойки падает. При значительном возрасте стыка зоны концент¬

рации напряжений могут воспринимать высокие напряжения без

разрушения, и поэтому доля деформаций контактной прослойки

растет.
3.5.3.	Деформации ползучести и усадки
Температурно-влажностные деформации. Для определения зави¬

симости изменения температуры опытного образца от температуры

наружного воздуха была термопарами измерена температура на по¬

верхности бетона и внутри его (на глубине 50 мм), на металличес¬

ких базах приборов и в растворе стыка.
148

Температура базы приборов и на поверхности бетона в отдель¬

ные дни отличается на 1—2° С. Температура внутри стыка совпадает

с температурой на поверхности бетона. Столь незначительное раз¬

личие в температурах в разных точках образца позволяет счи:

тать, что в пределах точности измерений в текущий момент времени

температура на поверхности бетона, внутри его, внутри стыка и тем¬

пература металлической базы прибора одинакова. Этот вывод су¬

ществен для оценки влияния погрешностей от температурных де¬

формаций при измерении длительных деформаций.
Температура окружающего воздуха в среднем имела небольшую

амплитуду колебаний, хотя в отдельные дни перепады составляли

более 10° С. Влажность окружающего воздуха находилась в преде¬

лах 60—80%, а в отдельные сравнительно короткие промежутки вре¬

мени падала до 40%.
В процессе испытаний измеряли весовую влажность бетона опыт¬

ного образца. За время наблюдений весовая влажность бетона из¬

менялась с 4 до 2,8%.
Замеры деформаций усадки стыкового соединения были начаты

через двое суток после укладки раствора в шов, а для бетонных

призм — на 36-е сутки после пропаривания. Деформации усадки

стыкового соединения наиболее интенсивно нарастали первые 50

сут, затем наступало значительное их замедление. Через 160 сут

деформации усадки стыкового соединения достигли своего макси¬

мума. Дальнейшие изменения деформаций усадки стыкового сое¬

динения были связаны с колебаниями температуры и влажности

воздуха. Максимальная величина деформации усадки составила

0,019 мм, а на 480-е сутки испытаний — 0,015 мм.
Для определения деформаций усадки горизонтального стыка в

текущий момент времени Аус(/) (в мм) можно по аналогии с бето¬

ном рекомендовать следующую зависимость:
Лус (/) = 0,02 (1 — е-°-015*).	(3.28)
На рис. 3.43 нанесены значения усадки растворного стыка, рас¬

считанные по формуле (3.28). Из рис. 3.43 следует, что формула дает

значения усадки, удовлетворительно совпадающие с опытными.
Деформации усадки пропаренного бетона происходили на протя¬

жении всего срока наблюдений (рис. 3.43, а). Резко нарастали де¬

формации усадки между 230—250-ми сутками, когда температура

уменьшилась с 22 до 13° С, а относительная влажность воздуха

снизилась с 60 до 40%. В дальнейшем деформации усадки имели не¬

большую амплитуду колебаний, вызванную изменением темпера¬

туры влажности воздуха. За 400 сут наблюдения максимальная от¬

носительная деформация усадки пропаренного бетона достигла вели¬

чины 30-10'5.
Сравним соотношение деформаций усадки пропаренного бетона

и стыка в пределах высоты этажа здания. Если принять высоту

этажа 2,8 м, то абсолютная деформация усадки бетона составит

0,84 мм. При наличии двух растворных швов в платформенном
149

>
Рис. 3.43. Деформации усадки
а — пропаренного бетона; б — растворного шва; 1 — опытная кривая; 2 — расчетная

кривая
стыке суммарная деформация усадки в пределах одного этажа рав¬

на 0,88 мм. Таким образом, деформация усадки стыкового соеди¬

нения составляет менее 5% суммарных деформаций усадки в пре¬

делах высоты этажа.
Деформации ползучести. Предельные величины деформаций

ползучести при возрасте загружения 3, 4 и 7 сут оказались линейно

зависящими от нагрузки (рис. 3.44), в то время как упругомгновен¬

ные деформации стыков (в процессе нагружения) нелинейно зави¬

сят от величины обжатия. Линейный характер деформаций ползу¬

чести, по-видимому, можно объяснить следующим. При кратковре¬

менном загружении сжимающие напряжения передаются на раствор¬

ный шов крайне неравномерно [21]. В местах концентрации на¬

пряжений развиваются пластические деформации, которые локали¬

зуются в зоне контакта раствора и материала элементов. Поэто¬

му зависимость деформаций стыка от напряжений оказывается нели¬

нейной. Длительное загружение приводит к перераспределению в

сторону выравнивания напряжений по всей поверхности, исчезают

зоны пластических деформаций, а деформации ползучести становят¬

ся пропорциональными величине напряжения обжатия.
Деформации ползучести нарастали в течение 300 сут, после чего

практически стабилизировались. За 480 сут деформации ползуче-

ти превзошли соответствующие упругомгновенные деформации

стыка при загружении в 2—Зраза (табл. 3.14), а деформации усад¬

ки — в 2—8 раз.
150

о)
6)
Рис. 3:44. Деформации ползучести горизонтального стыкового распределения

при напряжениях длительного сжатия, равных 8 МПа (а), 4 и 2 МПа (б)
После 480 сут выдерживания под нагрузкой опытные образцы

практически одновременно были разгружены на 70 сут для иссле¬

дования характера «обратной» ползучести.
Удельные деформации «обратной» ползучести стыков, загружен¬

ных в разном возрасте, но разгруженных одновременно, оказались

довольно близкими (см. табл. 3.14).
Деформации «обратной» ползучести сжатого стыка существенно

меньше соответствующих деформаций ползучести на момент раз¬

грузки. При такой поздней разгрузке стыка обратимость деформа¬

ций ползучести составила I—12%. Из опытных данных известно,

что обратимая часть деформаций ползучести бетона при сжатии

при достаточно поздней разгрузке составляет примерно 5—15% де¬

формаций ползучести, которые произошли к моменту разгрузки.
Для характеристики свойств ползучести бетона используют меру

ползучести бетона C(t, т), которая определяет величину относитель¬

ной деформации ползучести, вызванной единичным напряжением

в бетоне. Назовем мерой ползучести растворного шва Сш (t, т)

абсолютную деформацию ползучести горизонтального стыка, вы¬

званную единичным напряжением в нем. Меру ползучести Ст бу¬

дем определять по формуле (2.19). приведенной в гл. 2.
151

Рис. 3.45. Предельная мера ползучести го¬

ризонтального стыка в зависимости от воз¬

раста загружения
/ по формуле (3.29); 2 — по формуле (3.30)
W 60 80 100

Возраст загружения, сутки
и
8а
5?» ^2;
20
16
П
%&

*0 V*

Qj
V-
•N
•
ч .
ч t
•s.
•
•
О	5	7.5 ■ 10 /Р.5
Лртошь растборц
Рис. 3.46. Предельная мера ползу¬

чести горизонтального стыка в за¬

висимости от прочности раствора
Рис. 3.47. График функции f(t — т)
1 — экспериментальная кривая; 2 — по

формуле (3.31)
О W до ПО 160 200 240 280 320 360 W Ш Ш
Длительность наблюдений, сутки
152

Таблица 3.14. Деформативность исследованных образцов стыка
Маркировка
образца
Упругомгновенная

деформация стыка,

мм
£ Деформа¬

ция пол¬

зучести

стыка, мм
Предельная деформация

усадки стыка за время

наблюдения Д о*102,мм
Предельная мера ползучести

стыка за время выдержки под

нагрузкой r\(t)'\Q4, см/МПа
Податливость

стыка при

загружении

Я,-10»,

см/МПа
Деформации ползучести про¬

паренного бетона еп* 10s
Предельная мера ползучести

бетона 4(0’ Ю5» МПа
при загру¬

жении
при
раз¬
грузке
за время выдержки

под нагрузкой
ДщГ108
после разгрузки
V10*
без учета деформа¬

ции бетона-
с учетом деформа¬

ции бетона
с учетом бетона

Л™-10»
без учета бетона

*yn-104
без учета бетона

дуп10’
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
Пр-3-20-1
1.8
0,8
0,2
3,4
1,9
14,6
0,4
0,9
4
14,6
Пр-4-40-2
5,9
2,6
0,8
6,2
0,1
1,8
14,4
0,6
1,47
10,3
14,4
Пр-7-40-5
4,4
1,9
0,9
4,3
0,15
1,6
10,7
0,4
0,9
10
8,9
Пр-140-40-И
4,6
1,2
0,2
2
0,1
0,6
5
0,3
1,15
3,4
7,2
Пр-4-80-3
1.1,9
6,6
0,15
11,8
0,6
1,8
14,4
0,8
1,44
18,2
14,4
Пр-7-80-4
10,5
4,3
0,9
9,6
0,7
1,6
12,1
0,5
1,3
20,6
12,1
Пр-14-80-6
9
3,2
0,25
7,7
0,6
1,2
9,7
0,4
1,12
17,2
9,7
Пр-28-80-7
" 8,8
3,4
0,14
5,7
0,7
1
7,1
0,4
1,08
20,7
5
2Пр-14-40-8
4,8
2,6
0,17
3,6
0,3
2,3
9
0,65
1,2
9
2Пр-28-20-9
1,9
0,6
0,06
3,4
0
1,7
17
0,3
0,95
17
2Пр-28-40-10
5
2,5
0,15
7,6
0,4
1,7
18,2
0,6
1,25
18,2
Для аппроксимации экспериментальных значений функций

т] (т) использованы две зависимости:
гиперболическая	т](т)=^6+	10_4> см/МПа	(3.29)
и экспоненциальная ^(Т)=(б+40<?-°‘9т0,в) 10-*, см/МПа. (3.30
Кривые, построенные по формулам (3.29) и (3.30), весьма близки

между собой (рис. 3.45) и достаточно хорошо ложатся на экспери¬

ментальные точки.
Зависимость предельной меры ползучести от прочности раствора

приведена на рис. 3.46.
При загружении горизонтального стыка в возрасте до 28 сут

предельная мера ползучести резко уменьшается с увеличением воз¬

раста. Так, предельная мера ползучести горизонтальных стыков,

обжатых в возрасте 4 сут, вдвое меньше, чем в возрасте 28 сут; при

загружении в более позднем возрасте величина предельной меры

ползучести меняется в пределах 15%.
Для построения аналитического выражения функции / (t — т)

сжатого стыкового соединения использованы данные испытаний

всех образцов. Усредненная кривая для функции / (t — т) показана

на рис. 3.47. Опытная кривая аппроксимирована зависимостью
(3.31)
В возрасте 150—200 сут приращение деформаций ползучести прак¬

тически прекращается.
153

Глава 4
ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ СТЫКОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ

ПАНЕЛЕЙ НАРУЖНЫХ СТЕН И ПЕРЕКРЫТИИ
4.1.	ТИПЫ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИИ
В зависимости от конструкции стыков между панелями и харак¬

тера передачи вертикальных усилий от вышерасположенного этажа

к нижерасположенному горизонтальные стыковые соединения в не¬

сущих наружных стенах могут быть контактными, платформен¬

ными и комбинированными (рис. 4.1). Выбор типа стыкового соеди¬

нения зависит от конструкции, прочностных и деформативных ха¬

рактеристик панелей, от конструкции стыка между ними, от вели¬

чин действующих в стене усилий и от ряда других факторов.
д)
I
Л
К
hr
Рис. 4.1. Типы конструкций горизонтальных стыковых соединений в несущих

наружных стенах
а — контактное стыковое соединение; б, в — варианты платформенных стыковых соеди¬

нений; г, д~ варианты комбинированных стыковых соединений
Комбинированное соединение, показанное на рис. 4.1, г, приме¬

няется при открытых стыках, а приведенное на рис. 4.1, д — при

закрытых стыках. Особенность конструкции горизонтального сты¬

кового соединения при открытом стыке состоит в том, что в нем име¬

ется дренажный канал, одной из стенок которого является боковая

поверхность «гребня» нижней панели, а другой — боковая по¬

верхность «зуба» верхней панели. Поэтому при открытом стыке ши¬

рина контактной площадки меньше, чем при закрытом.
В случаях когда площадка по верху гребня имеет малую ши¬

рину или служит для размещения элементов воздухоизоляции, а

также когда гребень имеет недостаточную прочность, применяют

платформенное стыковое соединение (рис. 4.1, в). При таком соеди¬

нении равнодействующее вертикальное усилие в стенах из одно¬

слойных панелей, как правило, действует с большим поперечным
154

эксцентриситетом, что оказывает неблагоприятное влияние на

несущую способность средних по высоте нанелей сечений. В этом

отношении указанные платформенные стыковые соединения менее

эффективны, чем комбинированные, приведенные на рис. 4.1, г и
4.1,	д.
Особенность всех рассматриваемых горизонтальных стыковых

соединений состоит в том, что значительную часть швов по толщине

стены не заполняют раствором, так как в стыке размещают герме¬

тики, уплотняющие прокладки и утеплитель. Это приводит к умень¬

шению опорных площадок, через которые передаются вертикаль¬

ные усилия. Поэтому несущая способность панельных наружных

стен, особенно однослойных, во многих случаях лимитируется

прочностью опорных зон панелей.
4.2.	ИССЛЕДОВАНИЕ СТАТИЧЕСКОЙ РАБОТЫ

ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИИ

ПРИ ОДНОСТОРОННЕМ ОПИРАНИИ ПЕРЕКРЫТИИ
Общие положения. Расчетная несущая способность горизонталь¬

ных стыковых соединений может быть определена по данным о по¬

ложении равнодействующей всех вертикальных усилий в стыке, о

распределении этих усилий между отдельными участками раствор¬

ного шва (если по толщине стены имеется несколько таких участков,

как в стыках на рис. 4.1, г, д) и об эксцентриситетах равнодействую¬

щих на этих участках.
Перечисленные параметры зависят от жесткостных характерис¬

тик стыкового соединения в целом и его отдельных участков, от

жесткостных характеристик стыкуемых панелей наружной стены и

перекрытий, а также от характера и расположения поперечных свя¬

зей, препятствующих перемещениям стеновой панели из своей плос¬

кости. Поперечные связи, распределенные по высоте этажа и об¬

ладающие достаточной прочностью и жесткостью, препятствуют

продольному изгибу стеновых панелей и повороту их опорных гра¬

ней в горизонтальных стыках. Если такие связи расположены толь¬

ко в уровнях перекрытий, то возможны продольный изгиб стеновых

панелей и некоторый поворот их опорных граней.
Величина угла поворота опорных граней зависит от степени их

защемления в горизонтальных стыках, т. е. от способности раствор¬

ных швов сопротивляться таким поворотам.
Действие вертикальной нагрузки в плоскости наружной стены

вызывает в опорных зонах панелей сложное напряженно-деформи¬

рованное состояние. При теоретическом определении величины и

положения равнодействующей вертикальных усилий в предельном

состоянии в отдельных растворных швах необходимо учитывать

изменение жесткостных характеристик панелей и стыковых соеди¬

нений под нагрузкой, имеющее нелинейный характер. Следует так¬

же принимать во внимание возникновение пластических деформа¬

ций на наиболее нагруженных участках стыкового соединения. При
155

наличии нескольких участков горизонтальных растворных швов

по толщине стены (например, платформенного и контактного в сты¬

ковом соединении комбинированного типа) пластические деформа¬

ции приводят к перераспределению вертикальных усилий между

ними. Несущая способность комбинированного стыкового соедине¬

ния может лимитироваться прочностью контактного или платфор¬

менного участка.
В случаях когда все-вертикальные усилия в стене передаются

от вышерасположенных панелей к нижерасположенным только через

опорную часть перекрытия (например, в платформенных стыковых

соединениях, показанных на рис. 4.1, в)7 опорные зоны стеновых

панелей работают на местное сжатие под действием распределенной

вертикальной нагрузки, которая приложена к их верхней и нижней

граням на полосе, примыкающей к внутренней поверхности стены

и простирающейся по ее длине! При таком характере загружения

несущая способность опорных зон стеновых панелей зависит не

только от абсолютной величины эксцентриситета равнодействую¬

щей вертикальных усилий относительно продольной оси площадки

местного сжатия, но и от знака этого эксцентриситета, а также от

соотношения прочностей бетона при растяжении и сжатии.
Для изучения действительной статической работы горизонталь¬

ных стыковых соединений в крупнопанельных несущих наружных

стенах и разработки предложений по совершенствованию их расче¬

та и конструирования в ЦНИИЭП жилища авторами раздела было

проведено экспериментально-теоретическое исследование.
Экспериментальная часть исследования включала испытания

двухэтажных фрагментов наружных стен в натуральную величину с

реальными стыковыми соединениями и специальных образцов, на

которых изучали отдельные вопросы работы конструкций (в том

числе предельное состояние и несущую способность панелей при

местном сжатии, деформативные свойства горизонтальных раствор¬

ных швов в стыках между стеновыми панелями из конструктивно¬

теплоизоляционного легкого бетона и влияние этих швов на проч¬

ность опорных зон панелей при действии вертикальных усилий).
В процессе исследования были испытаны двухэтажные фрагменты

стены из панелей следующих конструктивных типов: однослойных

(из бетона на пористых и плотных заполнителях), двухслойных

(с утепляющим слоем из бетона на пористых заполнителях) и трех¬

слойных (с внешними армированными бетонными слоями, соединен¬

ными гибкими металлическими связями) — всего 16 фрагментов

стены.
Теоретическая часть исследования заключалась в установлении

аналитических зависимостей между геометрическими и физико-ме¬

ханическими параметрами --панелей и горизонтальных растворных

швов, схемой загружения и закрепления панелей и величиной пре¬

дельной нагрузки, определяющей несущую способность стены. Рас¬

четный метод определения несущей способности наружных стен,

разработанный в результате исследования, позволяет учесть кон¬
156

струкцию стыков, взаимодействие панелей и растворных швов и

пластические деформации в зонах стыков в предельном состоянии.
Рассмотрим более подробно методику и основные результаты ис¬

следования статической работы и несущей способности наружных

стен из однослойных керамзитобетонных панелей.
Принципиальные положения методики исследования. Условия

статической работы наружной стены, как правило, наименее бла¬

гоприятны в тех случаях, когда стеновые панели прикреплены к

внутренним конструкциям здания только в уровнях перекрытий и

не имеют поперечных связей, распределенных по высоте этажа и

препятствующих их выгибу из своей плоскости. В этом случае по¬

ложение равнодействующей всех вертикальных усилий в стыке за¬

висит от соотношения жесткостных характеристик панелей и сты¬

ковых соединений при повороте опорных граней.
Теоретически определить жесткостные характеристики реаль¬

ных стыковых соединений трудно вследствие изменения под нагруз¬

кой деформативных свойств растворных швов и стыкуемых эле¬

ментов и развития пластических деформаций на,отдельных участках

стыкового соединения. Поэтому изменение жесткостных характе¬

ристик стыкового соединения под нагрузкой определено экспери¬

ментально, путем испытания вертикальных полос стены в нату¬

ральную величину. Испытание таких образцов позволило исклю¬

чить влияние масштабного фактора и выявить характер разрушения,

прочность и трещиностойкость стыковых соединений в стене, вы¬

полненной из реальных материалов.
Опытными образцами для исследования работы стены и опорных

зон панелей при комбинированных горизонтальных стыках слу¬

жили шесть двухэтажных фрагментов стены. Они состояли из од¬

нослойных керамзитобетонных панелей толщиной h = 300 мм без

проема (фрагменты стены № /, 2) или с оконным проемом (№ 3—6) и

из фрагментов перекрытий (рис. 4.2). Три фрагмента стены (№ 1—5)

включали две стеновые панели, три других (№ 4—6) — панель, рас¬

положенную между двумя полупанелями.
Все стеновые панели спроектированы как бетонные (с конструк¬

тивным армированием) и изготовлены из керамзитобетона марок

М 35—М 75 без фактурных слоев. Они отформованы в горизонталь¬

ном положении фасадной поверхностью вверх. Фрагменты пере¬

крытий выполнены из тяжелого бетона марок М 150—М 250, швы

в стыках заполнены цементно-песчаным раствором марок М 100—

М 150.
Фрагменты стены испытаны продольной нагрузкой по схемам I

и И (см. рис. 4.2) на испытательной установке лаборатории стен

ЦНИИЭП жилища [27] по методике, изложенной в работе [23].

Отличительная особенность этой методики заключается в примене¬

нии регулируемых упорных устройств, с помощью которых в про¬

цессе испытания компенсируются поперечные перемещения стыко-

вЬ1х соединений, обусловленные податливостью упоров, и измеря¬

ется поперечные реактивные силы в уровнях перекрытий на раз-
157

ных этапах нагружения. Принятая методика исследований позво¬

лила получить достаточно полные данные о граничных условиях при

испытаниях фрагментов стены.
Изменение взаимного угла поворота опорных граней стеновых

панелей при испытаниях достигалось варьированием поперечного

эксцентриситета внешней продольной силы в краевых сечениях фраг¬

ментов стены, который задавался в пределах (0,05—0,12) h, и из¬

менением высоты стеновых элементов (целая панель или полупанель).
Для более точного выявления прочностных и деформативных ха¬

рактеристик керамзитобетона в опытных панелях наряду с испыта-
о)
ш
№п:г
|ДШ|
Лщй
N
Оп
ь)
Nmll
Дг4_
НИШИ!
юоо
\590_
то \590
2580
I
N
I
fowl.
I
Nm
X
*)
шш
V7? //7г
hzffii
т*
н*
590\. ПРО [590

‘ 2580
Рис. 4.2. Схемы испытаний двухэтажных фрагментов стены

а —схема I; б — схема II; в, г —варианты конструкций стыковых соединений
нием контрольных призм и кубов, изготовленных при их формиро¬

вании, были испытаны призмы, кубы и цилиндры, выпиленные из

испытанных фрагментов стены. Изменение физико-механических

характеристик керамзитобетона в направлении, перпендикулярном

плоскости стены, было изучено путем испытаний образцов, выпилен¬

ных из трех слоев по толщине панелей.
Работа опорных зон панелей при передаче вертикальных уси¬

лий в стыках только через опорную часть перекрытия или только че¬

рез гребень стеновой панели была исследована на неармированных

керамзитобетонных образцах сечением 24x40 см и высотой 66 см,

подвергнутых воздействию местных сжимающих усилий. При ис¬

пытаниях этих образцов в прессе местная полосовая нагрузка при¬

кладывалась по всей длине обеих опорных граней в их средней час¬

ти, (схема III) или по краю (схема IV) и варьировался эксцентри¬

ситет равнодействующей относительно продольной оси полосы

загружения.
158

Деформативность растворных швов между керамзитобетонными

элементами и прочность их опорных зон при сжатии изучались на

образцах контактных стыков, которые состояли из двух полупризм

размером 15x15x29 см с растворным швом между ними толщиной

2 см. Исследование включало также испытания контрольных призм

размером 15 X15 х 60 см и кубов 15 х 15 X15 см, изготовленных одно¬

временно с полупризмами. Все образцы были испытаны в прессе при

центральном приложении нагрузки.
Основные результаты экспе¬

риментальных исследований. *>
Для пяти двухэтажных фрагмен¬

тов стены (№ 1—5) потеря не¬

сущей способности была следст¬

вием локальных разрушениЙБ

опорных зонах стеновых пане¬

лей, а для одного фрагмента

(Ns 6) — результатом разруше¬

ния простенка.	*
Разрушение опорных зон

начиналось с появления тре¬

щин в гребне или под ним (рис.
4.3,	а). Если прочность керам-

зитобетона верхней панели бы¬

ла меньше, чем нижней (на

22% и более), то первые трещи¬

ны возникали на участке над

гребнем,где развивались боль¬

шие пластические деформации,

характерные для местного сжа¬

тия (рис. 4.3, б). Нагрузка Wjjj,
при которой возникали первые
трещины в опорных зонах, была, близка к разрушающей

(табл. 4.1): для панелей без проемов N™ = (0,8— 0,83) N°n, а для

панелей с проемом N™ = (0,89—0,92) N°n. Локальное разруше¬

ние гребня (или участка над ним) при небольшом увеличении на¬

грузки приводило к разрушению панели. Из этого следует, что

размеры гребня и прочность бетона в -нем оказывают существенное

влияние на несущую способность стены.
Установлено, что до появления первых трещин в опорной зоне

стеновой панели большая часть вертикальных усилий передавалась

через шов по гребню, но перед образованием трещин и особенно пос¬

ле него происходило значительное перераспределение усилий в

стыке (в сторону внутренней поверхности стены на его менее на¬

груженную платформенную часть).
Исследование показало, что при характерной для жилых домов

высоте этажа (около 3 м), конструктивном решении комбинирован¬

ного стыкового соединения в наружной^стене из однослойных лег-
Рис. 4.3. Схемы образования трещин

и характер разрушения опорных зон

панелей на примере фрагментов стены

№ 1 (а). и 2 (б). Зоны разрушения

заштрихованы
159

Таблица 4.1. Основные результаты экспериментальных исследований двухэтажных фрагментов стен
Призмен¬
Ширина растворных

швов, см
о ьный попе¬

речный эксцентри¬

ситет плоскости

приложения внешних

сил
Фактическая

нагрузка, кН
Теорети¬
ческая
Шифр
ная проч¬

ность ке¬
Кубиковая
прочность
обра¬

зовании

трещин

в опорной

зоне
тр
разру¬
шающая
—22. 100%

„оп
Nl-N^n
100%
Npn
фрагмента
стены
рамзито¬
бетона
р°П
пр б’

МПа
раствора

в швах
д0П
МПа
Их
А*
геометри¬
ческий
e°*!h
физичес¬
кий
.ОП /,
физ'
при
разруше¬
нии
„оп
нагрузка
для
фрагмента
стены
Nj. кН
1
3,3
12,5
8,5
8,9
0,103
0,093
0,077
0,107
400
500
560
80
+12
2
3,9.
14,8
9,3
8,8
0,063
0,047
0,103
0,03
750
900
870
83
—3,3
3
4,6
10,2
8,5
9
0,06
0,083
0,017
0,043
1420
1600
1570
89
-1,9
4
7,85
12,2
8,5
9
0,05
0,107
0,007
0,063
2100
2280
2180
92
-4,4
5 4
4,8
15,1
8,5
9
0,127
0,113
0,093
0,08
1240
1380
1270
90
—8
6
5,8
10,7
8,5
9
0,083
0,117
0,05
0,083
—
1740
•
1490
—
—14,4
Пр имечания: 1. Призменная прочность керамзитобетона указана для среднего слоя разрушившейся панели.
2.	Общая длина растворных швов для фрагментов стены № 1, 2—100 см, для фрагментов № 3—6—258 см, рабочая

(расчетная) длина соответственно 100 и 136 см.
3.	Значения относительного поперечного эксцентриситета, приведенные над чертой, относятся к верхнему краевому се¬

чению, под чертой—к нижнему.
4.	Теоретическая разрушающая нагрузка определена по предлагаемой методике.

кобетонных панелей согласно рис. 4.1, г и выгибе панелей в сторо¬

ну фасадной поверхности их разрушение в средней части возможно

лишь как следствие перераспределения усилий с разрушающегося

гребня (или зоны, расположенной над ним) на платформенную часть

стыка, которое сопровождается резким увеличением поперечного

эксцентриситета равнодействующей вертикальных усилий в стене.

(Разрушение панели фрагмента стены № б по одному из простенков

оказалось следствием пониженной прочности керамзитобетона в

зоне разрушения.) Поэтому в рассмотренном случае несущая спо¬

собность наружной стены из однослойных легкобетонных панелей,

как правило, лимитируется прочностью их опорных зон.
п
Рис. 4.4. Примеры распределения вертикальных относительных деформаций

е-Ю5 на внутренней поверхности фрагментов стены по длине опорных зон па¬

нелей с проемами
В фрагментах стены, состоящих из панелей с проемами (№ 3—б),

вертикальные усилия передавались по длине растворных швов не¬

равномерно (рис. 4.4). При нагрузке Non < N™ наибольшие сжи¬

мающие напряжения наблюдали на участке растворных швов, рас¬

положенных около боковых граней панелей. Часть вертикальных

усилий передавалась в стыке через растворные швы, расположенные

над перемычкой. Над средней частью пролета перемычки в раствор¬

ных швах возникали растягивающие напряжения, которые при

увеличении нагрузки преодолевали сцепление между раствором и

опорными гранями панелей, что приводило к раскрытию швов на

этом участке.
При №п ^ наблюдали интенсивное перераспределение
вертикальных усилий в плоскости'стены с участков швов, располо¬

женных у боковых граней панелей, на менее нагруженные участки

над средними частями простенков панелей. В результате такого

перераспределения создаются более благоприятные4 условия для

работы опорных зон, так как наиболее нагруженные участки стыка

располагаются на некотором удалении от боковых граней панелей.
6 Зак. 1804
161

Схемы испытания образцов на местное сжатие и принципиальный

характер их разрушения приведены на рис. 4.5.
Образцы, испытанные при приложении полосовой нагрузки в

средней части опорных граней (по схеме III), разрушались в ре¬

зультате появления трещин, показанных на рис. 4.5, б. Характер

их разрушения свидетельствует об образовании клина под площад¬

кой местного сжатия, который сдвигается относительно остальной

массы бетона, приводя к раскалыванию образца. Поскольку сред¬

нее разрушающее давление на площадке местного сжатия =
= N™/F™ при загружении по схеме III оказалось больше приз¬

менной прочности [/?gj = (1,26—M2)/?Jjj>6], можно заключить, что

керамзитобетон в зоне образования клина сдвижения получает зна¬

чительные пластические деформации.
Характер разрушения образцов, испытанных при краевом прило¬

жении местной полосовой нагрузки (по схеме IV), зависел от по¬

ложения равнодействующей по ширине площадки местного сжатия
(рис. 4.5, в). При расстоянии равнодействующей от края сече¬

ния е' = 0,61 h2 разрушение происходило в результате развития

вертикальной трещины от края полосы местного сжатия. Это при¬

водило к отделению слоя бетона, расположенного под этой полосой,

от остальной части образца (разрушение типа Б). При меньшем рас¬

стоянии равнодействующей от края сечения, со стороны которого

прикладывалась местная нагрузка (е = 0,58/г2 и е’ = 0,50/г2),

образцы разрушались в результате скалывания угловой части по

наклонной трещине (разрушение типа А). Среднее разрушающее

давление на площадке* местного сжатия при загружении по схеме

IV для всех испытанных образцов было в пределах R™ = (0,91 —
-1-21) R%.t-
На образцах контактных стыков, испытываемых в прессе, пер¬

вые видимые трещины появлялись непосредственно перед разруше¬

нием. Оно начиналось с появления в опорной зоне (у стыка), а иног¬

да и в средней части одной из полупризм вертикальных и слегка на¬

клонных трещин. При последующем их раскрытии на поверхности

растворного шва возникали трещины, являвшиеся продолжением

трещин в опорной зоне полупризмы. Эти трещины в большинстве

случаев распространялись затем и на другую полупризму. Потеря

образцом несущей способности сопровождалась резким увеличе¬

нием раскрытия указанных трещин, частичным скалыванием керам-

зитобетона на опорных участках полупризм и в некоторых случаях

частичным поверхностным выкрашиванием растворного шва на

глубину 3—5 мм (чаще всего в угловых участках шва).
Призменная прочность керамзитобетон а во всех сериях образ¬

цов контактных стыков была в пределах б = 5,9—9,9 МПа,
что существенно меньше кубиковой прочности раствора R°п =

= 13,6 МПа. При этом с увеличением прочности керамзитобетона

или, иначе говоря, с уменьшением отношения R^/R^pi6 наблюда¬
162

ется тенденция к уменьшению относительной несущей способно¬

сти стыка #ст^пр б (#ст — средняя величина разрушающего

напряжения сжатия для образца стыка). Одна из причин этого яв¬

ления заключается в том, что в испытанных образцах контактных
стыков (при #°п	б) растворные швы препятствовали разви¬
тию поперечных деформаций б опорных зонах полупризм и таким

образом оказывали положительное влияние на прочность этих зон.
Для всех испытанных образцов R°£/R™ б < 1- ^то Дает осно_

вание считать, что существенное влияние на несущую способность

опорных зон оказывают неровности и другие местные дефекты в зо-
а)
Схема Ш
,оп •*-
1	^
240
(
>
К
Схема Н
I
N
оп
|
Ж
1
|
150
	. —|—
1
/\
1
J0 .
7 >
2Ь0

•
X

f №п
S)
Тип А

№п
\Лл.
rf
Ш
ьг
on
Тип 5
е
N
Рис. 4.5. Схемы испытаний образцов на местное сжатие и принципиальный ха¬

рактер их разрушения
а — схемы испытаний; б — характер трещим при испытании по схеме ///; в — то же,

при испытании по схеме IV
6*
163

не контакта растворных швов с опорными гранями стыкуемых

элементов. Однако для легкобетонных элементов малой прочности

отрицательное влияние небольших неровностей опорных поверхно¬

стей на прочность опорных зон меньше, чем для более прочных и ме¬

нее деформативных элементов из тяжелого бетона.
Установлено, что во всем исследованном диапазоне ЯщП/#п£б =

= 1,37—2,48 с увеличением среднего напряжения сжатия сг°п

прирост деформаций швов 5JJ1 становится более интенсивным (де¬

формации, возникающие при начальном «обмятии» шва, при на¬

пряжениях а°п <С 0,1 Я™ здесь не рассматриваем). Коэффициент
податливости шва при сжатии А,°п = 6°n/tf°n уменьшается с уве¬

личением призменной прочности керамзитобетона и возрастает с

увеличением относительной величины напряжения o°nIR™. При
нагрузках, близких к разрушающим, значения Л°п для всех испытан¬

ных образцов контактных стыков возрастают по сравнению со зна¬

чением, определенным при o°n/R™ — 0,2, в 1,9—3,1 раза (в сред¬

нем в 2,3 раза).
4.3.	РАСЧЕТНЫЙ МЕТОД ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПОЛОЖЕНИЯ

РАВНОДЕЙСТВУЮЩЕЙ ВЕРТИКАЛЬНЫХ УСИЛИЙ

В ГОРИЗОНТАЛЬНОМ СТЫКОВОМ СОЕДИНЕНИИ

И ИХ РАСПРЕДЕЛЕНИЯ МЕЖДУ РАСТВОРНЫМИ ШВАМИ
Общие положения. При действии вертикальной нагрузки в плос¬

кости наружной стены происходит искривление опорных граней сте¬

новых панелей, обусловленное, в частности, тем, что конструкция

стыковых соединений не обеспечивает передачу вертикальных уси¬

лий по всей толщине стены. Законы деформации стыкового соеди¬

нения на различных участках по толщине стены неодинаковы и не¬

линейно зависят от уровня напряжений. Поэтому строгое опреде¬

ление эпюр напряжений в стыках весьма сложно и требует громозд¬

ких вычислений. В связи с этим предложено ввести в расчетную ста¬

тическую схему стены идеализированные горизонтальные стыковые

соединения, в которых опорные грани стеновых панелей под на¬

грузкой не искривляются. Будем называть их эквивалентными сты¬

ковыми соединениями, а расчетную статическую схему стены с таки¬

ми соединениями —-эквивалентной расчетной схемой. Геометри¬

ческие и жесткостные характеристики эквивалентного стыкового

соединения принимаем исходя из предпосылки, что положение рав¬

нодействующей всех вертикальных усилий по толщине стены в эк¬

вивалентном и в реальном стыковом соединении одинаково.
Изменение жесткостных характеристик отдельных участков ре¬

ального стыкового соединения под нагрузкой вследствие пластичес¬

ких деформаций учитываем в эквивалентном стыковом соединении

соответствующим изменением значений этих характеристик в зави¬

симости от уровня нагрузки. Расчет распределения вертикальных
164

усилий в эквивалентных стыковых соединениях основан на исполь¬

зовании условия совместности деформаций опорных граней панелей

и растворных швов. Это условие заключается е том, что суммарный

угол поворота смежных опорных граней стеновых панелей должен

быть равен взаимному углу поворота верхней и нижней поверхнос¬

тей растворных швов. Для составления уравнений, выражающих

условия совместности деформаций, используют данные об изгиб-

ной жесткости панелей и жесткости растворных швов при поворо¬

тах опорных граней. Изменения жесткостных характеристик экви¬

валентного стыкового соединения при разных уровнях нагрузки по

отношению к начальным определяются на основе эксперименталь¬

ных данных. Наибольший практический интерес представляет опыт¬

ное выявление этих характеристик в расчетном предельном состоя¬

нии, определяющем несущую способность опорных зон стеновых

панелей.
Жесткостные характеристики эквивалентных стыковых соеди¬

нений. Расчетные схемы эквивалентных стыковых соединений в на¬

ружных стенах показаны на рис. 4.6. Они представляют собой ва¬

рианты контактных стыковых соединений, к которым могут быть

приведены реальные соединения. Эквивалентное стыковое соедине¬

ние на рис. 4.6, а соответствует комбинированным стыкам, приве-'

денным на рис. 4.1 г, д, а на рис. 4.6, д — платформенному стыку,

приведенному на рис. 4.1, в.
Будем называть растворные шбы в эквивалентных стыковых сое¬

динениях эквивалентными швами (ЭШ). Их размеры по толщине

стены и деформативные свойства соответствуют той части реаль¬

ных стыковых соединений, которые находятся между сечениями

/—/ и II—II на рис. 4.1. Эквивалентный шов ЭШ-1 на участке ht со¬

ответствует контактной части стыкового соединения, а эквивалент¬

ный шов ЭШ-2 на участке /г2 — платформенной части.
Деформативность шва ЭШ-1 складывается из деформативности

контактного участка опорной зоны стеновой панели (например,

гребня) и растворного шва, расположенного над ним, а деформа¬

тивность шва ЭШ-2 — из деформативности опорной части панели пе¬

рекрытия и двух растворных швов, расположенных над и под ней.

Деформативность швов ЭШ-1 и ЭШ-2 оценивается их коэффициен¬

тами податливости при сжатии и значения которых являются

функциями напряжения сжатия в соответствующих швах и зависят

от нагрузки.
Коэффициенты податливости \ и определяются по формулам:
А.1 = А.Ш,1Ч- р	>	(4-1)
^ст */кон.ср
^^ш.в + ЯГш.нЧ--^2			,	(4.2)
£пер У пер.ср
где Яш.1» Яш.в, Аш.н — коэффициент податливости при сжатии одного рас¬

творного шва, расположенного соответственно на контактном участке стыко-
165

вого соединения (между стеновыми панелями), над опорной частью перекры¬

тия и под ней; £Ст, £пер — секущий модуль деформаций бетона соответственно

на контактном участке опорной зоны стеновой панели и в опорной части пере¬

крытия; /с — расстояние от верхней опорной грани стеновой панели на кон¬

тактном участке до грани этой панели, предназначенной для опирания пере¬

крытия; t/кон.ср. 1/пер.ср — средняя ширина зоны, в пределах которой пере¬

даются вертикальные усилия соответственно на контактном участке стено¬

вой панели и в опорной части перекрытия; ЛПер — толщина опорной части

панели перекрытия.
Рис. 4.6. Расчетные схемы эквивалентных стыковых соединений
а — схема эквивалентного стыкового соединения с двумя эквивалентными швами; б —

сечение эквивалентных швов (по I—/); в — приведенное сечение эквивалентных швов;

г — положение сжатой части приведенного сечения с двумя эквивалентными швами при

частичном раскрытии шва ЭШ-2; д — схема эквивалентного стыкового соединения с од¬

ним эквивалентным швом; е — сечение эквивалентного шва (по 11—11); ж — положение

сжатой части сечения эквивалентного шва при его частичном раскрытии; 1 — эквива¬

лентный шов ЭШ-1; 2 —то же, ЭШ-2; 3 — приведенное сечение шва ЭШ-1; 4 — сжатая

часть сечения
Значения коэффициентов податливости Лш>1, Яш#в, Яш.н и се¬

кущих модулей деформаций Ест, Епер зависят от уровня напряже¬

ний в стыковом соединении и длительности действия нагрузки.
Для определения жесткостных характеристик сечения эквива¬

лентных швов воспользуемся методом приведенного сечения. Оно

может быть получено изменением действительных размеров швов

по длине.
В приведенном сечении зависимость между напряжениями и де¬

формациями является линейной. По всей его площади напряжения

связаны с деформациями единым коэффициентом пропорциональ-
166

ности, называемым приведенным модулем деформаций £пРиВ. При

этом эпюра деформаций по толщине стены, величина равнодействую¬

щей нормальных внутренних усилий, точка ее приложения, поло¬

жение центра жесткости1 и другие жесткостные характеристик^ при¬

веденного сечения эквивалентных швов такие же, что и в их дейст¬

вительном сечении. Жесткость приведенного сечения растворных

швов при сжатии и изгибе может быть определена по известным фор¬

мулам, основанным на законе Гука. При этом центр жесткости при¬

веденного сечения совпадает с его геометрическим центром. Каж¬

дому уровню нагрузки соответствует свое приведенное сечение.
Размеры приведенного сечения могут быть получены путем при¬

ведения деформативных свойств всего сечения эквивалентных швов

к деформативным свойствам одного из них. В случае приведения к

шву ЭШ-2 принимаем: длину этого шва равной его фактической

длине Ь3, а длину шва ЭШ-1 Ь2рив =	(см. рис. 4.6, в).
При этом коэффициент податливости при сжатии всего приведен¬

ного сечения эквивалентных швов Яш = %2.
В рассмотренном случае площадь приведенного сечения эквива¬

лентных швов
(4.3)
где Ft; F2 — площадь сечения эквивалентных швов ЭШ-1 и ЭШ-2.
Расстояние от центра жесткости эквивалентного стыкового со¬

единения до внутренней поверхности стены 2
b\hi t/кон^2/^14*Ъ^Ь\12
Уоа==	и и \ 1\ , , .	*	(4-4)
bi hi	^2 Л2
где t/кон — расстояние от внутренней поверхности стены до центра шва ЭШ-1

(до центра контактной площадки).
Момент инерции приведенного сечения эквивалентных швов от¬

носительно центральной оси, параллельной поверхности стены,
Лл= [^i/12+(t/кон—t/onj2] F^%l'Ki-{-\h\l\2-\-(yon—~h^/2)2] F2. (4.5)
Жесткость приведенного сечения эквивалентных швов при по¬

вороте опорных граней панелей3
/Сф = /щ/^,ш*	(4.6)
Распределение вертикальных усилий между растворными швами

комбинированного стыкового соединения. Обозначим через еоп по¬

перечный эксцентриситет равнодействующей всех вертикальных
1Дентром жесткости сечения эквивалентных швов называется точка, при¬

ложение в которой нормального усилия дает равномерную по всей площади

сечения эпюру деформаций.
Расстояние от центра жесткости эквивалентного стыкового соединения

до внутренней поверхности стены равно расстоянию от геометрического цент¬

ра приведенного сечения эквивалентных швов до этой поверхности.
3Жесткостыо эквивалентных швов при повороте /Сф называется величина
изгибающего момента, вызывающего взаимный поворот их верхней и нижней

поверхностей на единичный угол (равный 1 радиану).
167

ус-илий, передающихся в стене через эквивалентное стыковое сое¬

динение, относительно его центра жесткости, будем принимать ве¬

личину этого эксцентриситета со знаком «плюс», если равнодейст¬

вующая находится между центром жесткости и центром шва ЭШ-1,

и со знаком «минус», если она находится между центром жесткости

и центром шва ЭШ-2. Тогда доля вертикальной сжимающей силы,

действующей в стене и передающейся через шов ЭШ-1 (контактный

участок комбинированного стыкового соединения), составит:
Vkoh = Якон Н ~ {укоя—*/оп)| •	(4.7)
а поперечные эксцентриситеты равнодействующих на контактном

екон и платформенном епл участках относительно геометрического

центра соответствующего эквивалентного шва (ЭЩЛ и ЭШ-2)

будут равны:
; t*.8>
12vKOh

.	^оп ^Спл hi
ПЛ 12(1 —vkoh)
где АГкош Кил и К — жесткость при сжатии соответственно шва ЭШ-1 (кон¬

тактного участка стыкового соединения), шва ЭШ-2 (платформенного участка)

и их суммарная жесткость:
■KkOH~^iAi» Клл = р21^2>
К = Дкон"Ъ^пл*
Знак «плюс» эксцентриситетов екон и еап указывает, что равно¬

действующая вертикальных усилий в соответствующем эквива¬

лентном шве располагается по отношению к его геометрическому

центру со стороны наружной поверхности стены, знак «минус» —

со стороны внутренней поверхности.
Определяя жесткостные характеристики эквивалентного стыко¬

вого соединения, учитывают работу реальных растворных швов

только при сжатии, поскольку сцеплением раствора с опорными

гранями панелей можно пренебречь.
Сечение эквивалентных швов полностью сжато, если равнодей¬

ствующая всех вертикальных усилий не выходит за пределы ядра

их приведенного сечения. Это условие выражается одной из фор¬

мул в зависимости от расположения равнодействующей по отношению

к геометрическому центру приведенного сечения эквивалентных

швов:
со стороны наружной поверхности стены
(4.10)
At/on
168

со стороны внутренней поверхности стены
г I	к*
I ^ОП I < J,	. . *
К (h0д—Уоп)
(4.11)
где Кф//С = /ш/^ш; Лоп=1/кон + Л1/2.
Формулы (4.1) — (4.9) написаны для случая, когда условия

(4.10) и (4.11) соблюдены. Если же происходит частичное раскрытие

шва ЭШ-1 или ЭШ-2 (см., например, рис. 4.6 г, ж), то характеристи¬

ки эквивалентного стыкового

соединения следует определять

при уменьшенной ширине рас¬

крывшегося шва. Эта ширина

может быть определена методом

последовательных приближений

исходя из того, что часть сече¬

ния эквивалентных швов, учиты¬

ваемая в расчете, должна быть

сжата, а нейтральная ось сов¬

падать с ее краем.
Влияние пластических де¬

формаций в комбинированном

стыковом соединении на жест¬

костные характеристики экви¬

валентных швов. Для теорети¬

ческого определения несущей

способности комбинированного

стыкового соединения важно

знать распределение вертикаль¬

ных усилий между контактным

и платформенным участками к

началу разрушения опорных

зон панелей. (При отсутствии

косвенного армирования разру¬

шение характеризуется образо¬

ванием трещин в этих зонах.)
Для определения изменения жесткостных характеристик эквива¬

лентного стыкового соединения по отношению к его начальным

характеристикам при увеличении сжимающей нагрузки до Л/"тР об¬

ратимся к результатам испытаний двухэтажных фрагментов стены.
В опытных фрагментах стены при выгибе панелей в сторону на¬

ружной поверхности большая часть вертикальных усилий до мо¬

мента образования трещин в опорной зоне (при №п <С N^) пере¬

давалась через шов по гребню, т. е. на контактном участке. Поэто¬

му на этом участке по мере роста вертикальной сжимающей нагруз¬

ки №п до величины, близкой к N™, податливость стыкового соеди¬

нения увеличивалась более существенно, чем на платформенном

участке. В целом снижение жесткости эквивалентного стыкового
Рис. 4.7. Расчетные схемы фрагмен¬

тов стены при испытаниях
а, б — для фрагментов стены из двух па¬

нелей; в, г — для фрагментов из панели

и двух полупанелей; а, в — недеформиро-

ванные статические схемы; б, г — дефор¬

мированные статические схемы
169

соединения при повороте опорных граней панелей с увеличением

сжимающей силы в стене может быть оценено изменением величи¬

ны /Сф по сравнению с начальной, соответствующей средним на¬

пряжениям сжатия в растворных швах, равным примерно 0,2 раз¬

рушающих.
Для эквивалентных стыковых соединений в расчетных схемах

опытных фрагментов стены (рис. 4.7) на основании условия сов¬

местности деформаций можно принять
фст = фш >	(4.12)
где фст — суммарный угол поворота смежных опорных граней стеновых па¬

нелей в плоскости, перпендикулярной поверхности стены; фш — взаимный

угол поворота верхней и нижней поверхностей растворных швов в той же

плоскости под действием вертикальной сжимающей силы в стене.
Для расчетной схемы фрагментов стены, состоящих из двух па¬

нелей,
фст —фв~Ьфн»	(4.13)
где фв, Фн — угол поворота опорной грани соответственно верхней и нижней

панели.
Если рассматривать вертикальные полосы панелей в расчетных

схемах опытных фрагментов стены как стержневую систему и оп*

ределять поперечные эксцентриситеты	равнодействующих
внешних и внутренних вертикальных усилий относительно физи¬

ческих осей панелей то при нагрузке N = №п < N™ после под¬

становки формул для углов поворота в равенство (4.12) и сокраще¬

ния правой и левой частей на №п получаем
Яв (	hB-\-2e' ^ На (	/гн-^е' ^ е0п	ti , Jv
2ВД*'*-,~ 3 ]+2В„1УФ-н_ 3 ГКф' (4' 4)
где Яв, Ян — расчетная высота соответственно верхней и нижней панели,

принимаемая равной расстоянию от ее опорной грани до оси краевого цилинд¬

рического шарнира; Вв, Вн — средняя изгибная жесткость соответственно

верхней и нижней панели при рассматриваемом уровне нагрузки; уф.в, Уф.в—

расстояние от физической оси соответственно верхней и нижней панели до ее

внутренней поверхности; hB, hH — расстояние от плоскости приложения

внешней вертикальной силы №п до внутренней поверхности панели соот¬

ветственно в верхнем и нижнем краевом сечении фрагмента стены; е' — рас¬

стояние от точки приложения равнодействующей в сечении эквивалентных

швов до внутренней поверхности стены; /Сф — жесткость эквивалентных

швов при повороте опорных граней панелей для рассматриваемого уровня

нагрузки..
Положение равнодействующей в сечении эквивалентных швов

опытных фрагментов стены (расстояние ё) может быть определено

из условия равновесия статики по данным о положении внешней
*Физической осью стеновой панели называется ось; проходящая через

центры жесткости ее горизонтальных сечений.
170

вертикальной силы №п в краевых сечениях и по приращению ре¬

активных сил N°a в поперечных опорах, расположенных в зоне

стыков, при приращении вертикальной силы №п.
Для расчетной схемы фрагментов стены, состоящих из двух па¬

нелей (см. рис. 4.7), обозначив Яв/Я„ = d, получим:
Я tf?Wn+M+A»
■'-J—г+i	•	(4Л5)
Положение физической оси опытных панелей (расстояния

Уф .в’ Уф.п)и их изгибную жесткость (£в, £н) при разных уровнях на¬

грузки определяли методом приведенного сечения [26] на основа¬

нии эпюр продольных относительных деформаций панелей, изме¬

ренных на соответствующих этапах нагружения, и зависимостей

«среднее напряжение сжатия—относительная деформация», полу¬

ченных для керамзитобетона трех условных слоев по толщине па¬

нелей путем испытания призм. Определенные таким образом жест-

костные характеристики панелей были проверены по их прогибам

измеренным при испытаниях фрагментов стены. Для опытных пане

лей физическая ось оказалась смещенной относительно вертикаль

ной геометрической оси в сторону поверхности, обращенной при

формовании вниз.
Согласно формулам (4.5) и (4.6) при Яш = Я,2
„ (A}/12+af)/WM-(A|/12-H!)F#
Аф=	Г	»	(4-16)
где Hi = i/koh—у0п> Из— Уоп—0,5hz*
Обозначим левую часть уравнения (4.14) через А. (Значение А

может быть вычислено для каждого этапа нагружения опытного

фрагмента стены.) Тогда еоц = AKq>, Так как уоа = е' — еоп =
—	е' — Л/Сф, то:
к1 = #кон—(в*—Л/Сф),	(4.17)
и2 = (е'— AKq)—0,5/i2.	(4.18)
Из формулы (4.4)
'	(4.19)
F1 «1
Подставляя выражения (4.17) — (4.19) в формулу (4.16), по¬

лучаем кубическое уравнение относительно /Сф. Решая это урав¬

нение, можно найти жесткость эквивалентного стыкового соедине¬

ния при повороте опорных граней панелей в опытных фрагментах

стены для разных уровней нагрузки.
Анализ экспериментальных данных по изложенной выше мето¬

дике показал, что для расчетных схем опытных фрагментов стены

жесткость К<р при нагрузке jVon = (0,90—0,95) N™ уменьшилась

по отношению к ее значению при нагрузке №п = (0,2—0,3) X

X ЛГ™ в 2,35—2,5 раза, т. е. /(£ласт//С£ач = 0,4 — 0,42.
171

Если принять, что при увеличении нагрузки до величины, близ¬

кой к N™, коэффициент податливости при сжатии на малозагру¬

женном платформенном участке стыкового соединения опытных

фрагментов стены не изменялся и оставался равным начальному

значению (Я,2 = А,"34 = const), то приведенное выше изменение

жесткости при повороте /Сф соответствует увеличению коэффициента

податливости при сжатии на контактном участке в 4,5—4,8 раза,

т. е. ^ласт = (4,5 — 4,8) А"ач. Это свидетельствует о значитель¬

ных пластических деформациях, развивающихся на контактном

участке стыковых соединений при нагрузке, близкой к N™.
<*)
Рис. 4.8. Схемы деформирования

эквивалентного стыкового соедине¬

ния при действии вертикально#

сжимающей силы в плоскости на¬

ружной стены
а — при уф>уоп (прогиб панелей в

сторону наружной поверхности стены);

б — при уф<i/oii (прогиб панелей в

сторону внутренней поверхности); 1—

стеновые панели; 2 — эквивалентные

швы; 3 — физическая ось стеновых па¬

нелей; 4 — вертикальная ось, проходя¬

щая через центр жесткости эквива¬

лентного стыкЛого соединения
Следует отметить, что небольшая погрешность в определении на¬

чального значения коэффициента податливости А”ач, возможная

из-за разфоса опытных данных, не оказывает существенного влия¬

ния на отношение /С™аст//(£ач, полученное по результатам испы¬

таний фрагментов стены. Расчеты показали, что при определении

днач с точностью до ±20% точность определения отношения

/^■пласт/Д-нзч составляет ±(5—6)%.
Таким образом, установлено, что* в результате развития пласти¬

ческих деформаций происходит значительное изменение жесткост-

ных характеристик комбинированного стыкового соединения в це¬

лом и его отдельных участков, что влияет на распределение вер¬

тикальных усилий в растворных швах. Указанное явление может

быть учтено при расчете путем увеличения коэффициента податли¬

вости эквивалентного шва при - сжатии на более нагруженном

участке.
Определение положения равнодействующей вертикальных уси¬

лий в стыке. Для теоретического определения положения равно¬

действующей вертикальных усилий в стыке рассмотрим расчетную

схему вертикальной полосы наружной стены, которая является

элементом многоэтажной однопролетной рамы. Стойками этой рамы

служат стеновые панели, а ригелями — панели перекрытий. Если
172

в вертикальных стыковых соединениях имеются связи, препятст¬

вующие продольному изгибу панелей наружных стен, то их учитыва¬

ют при расчете рамы путем уменьшения высоты ее стоек. Узлы сопря¬

жения панелей перекрытий с наружной стеной рассматривают как

податливые, а их жесткостные характеристики определяют по эк¬

вивалентным стыковым соединениям.
С целью учета изменения расчетной схемы здания в процессе

его возведения можно рассчитать последовательный ряд конструк¬

тивных схем, которые соответствуют разным этапам монтажа и за¬

гружения [4,7]. Жесткостные характеристики одних и тех же узлов

в этих схемах принимают различными с учетом изменения деформатив-

ных свойств растворных швов по мере роста их прочности. В рас¬

четных конструктивных схемах можно учитывать также началь¬

ные несовершенства системы (например, несоосность стеновых naj-

нелей соседних этажей; уменьшенная по сравнению с проектной

глубина опирания перекрытий).
При одинаковых характеристиках панелей и растворных швов по

высоте стены и при наличии над рассчитываемым стыковым соедине¬

нием не менее четырех-пяти этажей положение равнодействующей

вертикальных усилий в стене можно определить с достаточной для

практических целей точностью по простым формулам без примене¬

ния ЭВМ.
Обозначим через iV3au* равнодействующую вертикальных уси¬

лий, передающихся на стыковое соединение после набора прочности

раствором в швах, я через ehK — поперечный эксцентриситет рав¬

нодействующей Nзащ в опорном сечении стеновой панели относи¬

тельно ее физической оси, полученный в результате расчета на раз¬

ные воздействия по соответствующим схемам. Тогда поперечный

эксцентриситет еоп равнодействующей Мза1Ц относительно центра

жесткости эквивалентного стыкового соединения определяется по

формуле
£оп ~УФ — Уои ~F ehK *	(4.20)
где уф — расстояние от физической оси стеновой панели до внутренней по¬

верхности стены; у0п — расстояние от центра жесткости эквивалентного

стыкового соединения до той же поверхности.
В формуле (4.20) ehK принимается со знаком «минус», если уф >-

> Уоау и со знаком «плюс», если уф < уоп.
Схемы деформирования эквивалентного стыкового соединения

при действии на него только вертикальной сжимающей силы NdTt

передающейся от вышерасположенных этажей, показаны на рис. 4.8.

Характер деформирования зависит от взаимного расположения фи¬

зической оси стеновых панелей и центра жесткости эквивалентного

стыкового соединения. При уф >*/оп более сжатой оказывается

часть сечения эквивалентных швов, расположенная со стороны на¬

ружной поверхности стены, при уф < уоа — со стороны внутренней

поверхности.
173

4.4.	ОПРЕДЕЛЕНИЕ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ

ОПОРНЫХ ЗОН СТЕНОВЫХ ПАНЕЛрЙ
Несущая способность опорных зон при комбинированном сты¬

ковом соединении. Теоретическое определение несущей способности

опорных зон 1 при одновременной передаче вертикальных усилий

через контактный и платформенный участки стыкового соединения

основано на определении вертикальной сжимающей силы в стене

NTP, которая вызывает появление локальных разрушений (трещин)

на одном из этих участков, с последующим умножением ее величи¬

ны на коэффициент fcTP ^ 1, учитывающий возможность неболь¬

шого увеличения нагрузки после образования таких трещин. В ис¬

пытанных фрагментах стены сила МтР соответствовала нагрузке

AfJJJ, вызвавшей образование трещин в зоне гребня или на участке
над ним.
Как показали опыты с образцами контактных стыков, нагрузка,

вызывающая образование первых трещин в опорных зонах неарми-

рованных легкобетонных элементов, близка к разрушающей нагруз¬

ке или совпадает с ней. В испытанных фрагментах стены полное раз¬

рушение гребня (или расположенной над ним зоны соседней пане¬

ли) при действии нагрузки не происходило потому, что в ре¬

зультате увеличения деформативности этого участка часть верти¬

кальных усилий перераспределялась на менее нагруженный плат¬

форменный участок стыкового соединения. Поэтому с достаточной

точностью можно считать, что вертикальная сила, передающаяся

через гребень в момент образования трещин, равна предельной вер¬

тикальной силе, которую может воспринять гребень.
Зная долю vK0H вертикальной силы, передающуюся через кон¬

тактный участок стыкового соединения, и предельную силу

воспринимаемую гребнем, можно определить вертикальную силу в

стене NTр, которая вызывает образование первых трещин в опор¬

ной зоне панели:
Если первые трещины образуются в зоне над гребнем, несущая

способность которой	(что может произойти в случае, когда
прочность верхней из стыкуемых стеновых панелей меньше прочно¬

сти нижней), то
N?p — Л^иест ^ vkoh *	(4 • 22)
Несущая способность всей опорной зоны стеновой панели
^Теоретической несущей способностью опорных зон стеновых панелей

считается: для опытных фрагментов стены—теоретическая разрушающая

нагрузка, при проектировании — предельно допустимая расчетная верти¬

кальная сжимающая сила.
(4.21)
'Ce=*n>J'V
(4.23)
174

Для опытных фрагментов стены из панелей с проемами =

= (0,89—0,92) N°n, что соответствует &тР = 1,09—1,12 (в среднем

1,1).
Предельная вертикальная сила, воспринимаемая гребнем, может

быть определена из расчета на внецентренное сжатие, а предельная

вертикальная сила, воспринимаемая зоной, расположенной над

ним, — путем расчета на местное сжатие. При расчете на местное

сжатие рассматривают загружение нижней опорной грани стеновой

панели на полосе (шириной fij), расположенной в ее средней части

и простирающейся по длине стены.
Предельную вертикальную силу, воспринимаемую гребнем (при

загр ужении по всей ширине его опорной грани), определяют по

формуле
^кон = /?пр.б ^10 2екоh/Aj) mK0H >	(4.24)
где Япр.б — призменная прочность бетона стеновой панели (в данном слу*

чае в гребне); ткон — коэффициент, зависящий от отношения высоты греб¬

ня #гр к его минимальной ширине h?р и принимаемый:

при Ягр/Лрр < 1 Юнон =

при Hpplhpn ^ 2 ^кон == 1>
при 1 < Ярр lhrр < 2 ткон определяют по линейной интерполяции;

при кубиковой прочности раствора в швах /?ш меньше кубиковой проч¬

ности бетона стеновой панели Rcт независимо от отношения //гр//ггр ткон =

= 1 ,
тш — коэффициент,, учитывающий влияние растворных швов, опреде¬

ляют по формуле (3.4).
-	Для фрагментов стен из панелей с проемами площадь Fx в фор¬

муле (4.24) принимали с учетом распределения части вертикальных

усилий в стыке на перемычку.
Отклонение рассчитанной по изложенной выше методике теоре¬

тической разрушающей нагрузки для опытных фрагментов стены

NJ от разрушающей нагрузки iV°n, полученной при испытаниях,
составляет от Ч-12,0 до —14,4% при средней величине отклонения
—	3,3% (см. табл. 4.1). Теоретическую разрушающую нагрузку вы¬

числяли по фактическим геометрическим, прочностным и деформа-

тивным характеристикам фрагментов стены и при фактических гра¬

ничных условиях.
Несущая способность опорных зон при платформенном сты¬

ковом соединении. Как указывалось выше, при передаче вертикаль¬

ных усилий в стыковых соединениях только через опорную часть

перекрытия опорные зоны панелей наружных стен работают на

местное краевое сжатие.
При таком характере загружения несущую способность этих

зон ATJJf без поперечного (косвенного) армирования определяют
по формуле
^ошкр ~ *ПР.б ^2 топ тш ^фоРм»■	•25)
где т0п — коэффициент, зависящий от положения равнодействующей верти¬

кальных усилий по ширине Нг опорной площадки стеновой панели; #форм —
175

коэффициент, учитывающий возможность снижения прочности бетона в сте¬

новой панели в зоне опирания перекрытия по сравнению со средним значе¬

нием и зависящий от способа формования панели, состава бетонной смеси и

0пособа ее уплотнения.
В случаях когда e'lh ^0,3 (здесь h — общая толщина однослой¬

ной панели, е' — расстояние равнодействующей в опорном сече¬

нии от ее внутренней поверхности, со стороны которой приложена

местная полосовая нагрузка), значение коэффициента топ практи¬

чески не зависит от толщины панели и является функцией отноше¬

ния e'lh2> характеризующего положение равнодействующей верти¬

кальных усилий по ширине полосы местного сжатия. Коэффициент
s^0,3h для отношений Rp.olRnp.6, равных: 0,135 (/); 0,125 (2); 0,100 (<?);

0,075 (4) и 0,060 (5)
топ для однослойных панелей из легких бетонов при е'!h <1 0,3 мо¬

жет приниматься по графику (рис. 4.9). Диапазон изменения отно¬

шения e'lh2 на этом графике (от 0,333 до 0,667) охватывает всевоз¬

можные положения равнодействующей в пределах ядра сечения по¬

лосы местного сжатия.
График отражает результаты расчета несущей способности опор¬

ных зон панелей при местном краевом сжатии по предлагаемому

методу [25], основанному на вычислении главных напряжений,

выявлении наиболее опасных точек и применении гипотезы проч¬

ности бетона Баландина—Гениева. При построении графика учтено,

что, согласно данным экспериментов С. А. Семенцова, разрушаю¬

щая нагрузка при местном краевом сжатии NCM для случаев, когда

< 0,5, всегда удовлетворяет условию
N см ^ &2 RuP‘6*

где Ь2 — длина опорной площадки.
176

Поэтому для этих случаев топ ^ 2 e'/h2.
Как видно из рис. 4.9, область «прочного сопротивления» огра¬

ничена несколькими линиями, которые на участках I н II соот¬

ветствуют разрушению типа А, а на участке III — разрушению типа

Б. При значениях e'//i2> соответствующих участкам I и II, решаю¬

щее влияние на топ оказывает прочность бетона при сжатии /?np.6t

в то время как влияние прочности при растяжении Rp6 незначи¬

тельно. Поэтому на каждом из этих участков проведено по одной ли¬

нии. На участке III на т0Т1 существенно влияет предел прочности

при растяжении, поэтому на этом участке проведено несколько кри¬

вых, соответствующих разным значениям #р.б/#пр.б-
Максимальная величина топ (а следовательно, и максимальная

несущая способность опорной зоны стеновой панели при местном

краевом сжатии) достигается при e'/h2 = 0,57—0,6, что соответст¬

вует внецентренному положению равнодействующей по ширине

полосы местного сжатия. Согласно графику, максимальная вели¬

чина топ = 1,16—1,18.
4.5.	РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ПРАКТИЧЕСКОМУ РАСЧЕТУ

ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

В НАРУЖНЫХ СТЕНАХ ИЗ ОДНОСЛОЙНЫХ ПАНЕЛЕЙ
Расчет несущей способности горизонтальных стыковых соедине¬

ний предлагается вести в такой последовательности:
1)	определить поперечный эксцентриситет равнодействующей

всех вертикальных усилий в опорных сечениях стеновой панели;
2)	найти величину и поперечный эксцентриситет равнодейст¬

вующей вертикальных усилий на контактном и платформенном

участках (при стыковых соединениях комбинированного типа);
3)	вычислить предельно допустимую вертикальную силу для

опорной зоны стеновой панели и для опорной части перекрытия и

найти расчетную несущую способность стены.
Расчетную несущую способность стыкового соединения вычисля¬

ют по номинальным (проектным) размерам панелей и растворных

швов при расчетных значениях их прочностных, деформативных

и жесткостных характеристик. Исходные данные для определения

■этих характеристик (коэффициенты податливости растворных швов

при сжатии, призменную прочность и начальные модули упругости

бетона панелей) принимают с учетом длительности воздействий, вхо¬

дящих в рассматриваемое расчетное сочетание. Отклонения разме¬

ров панелей и растворных швов и взаимного расположения стыкуе¬

мых элементов от проектных учитывают добавлением случайного

эксцентриситета, зависящего от возможной величины этих откло¬

нений, а влияние на прочностные и деформативные характеристи¬

ки особенностей технологии и качества производства работ — со¬

ответствующими коэффициентами, входящими в расчетные форму¬

лы.
177

Для расчета положения равнодействующей в сечениях верти¬

кальной полосы наружной стены можно использовать две статичес¬

кие схемы, что позволяет с достаточной точностью учесть изменение

деформативных свойств раствора в горизонтальных стыках в про¬

цессе монтажа здания. В схеме 1 (шарнирной) принимаем, что раст¬

вор в швах не отвердел и- не препятствует поворотам опорных гра¬

ней панелей (/Сф = 0), а в схеме 2 — что растворные швы отвер¬

дели и оказывают некоторое сопротивление таким поворотам (/Сф=т^0).
Расчет по статически определимой схеме 1 выполняем, например,

для вычисления изгибающего момента в опорном сечении стеновой

панели от веса панелей одного междуэтажного перекрытия, опи¬

рающегося на рассчитываемую стеновую панель, и от веса стеновых

панелей одного вышерасположенного этажа, а расчет по статически

неопределимой схеме 2 — для вычисления изгибающих моментов

от остальных нагрузок и воздействий.
Равнодействующие вертикальных усилий при расчете по схеме 1

считаем приложенными в геометрическом центре сечения раствор¬

ных швов, через которые передаются эти усилия. Положение рав¬

нодействующей вертикальных усилий в схеме 2 определяем из рас¬

чета статически неопределимой системы с использованием условия

совместности деформаций опорных граней панелей и растворных

швов. Если поперечные связи исключают выгиб стеновых панелей и

поворот их опорных граней невозможен, то равнодействующую

всех вертикальных усилий от вышерасположенных этажей в схе¬

ме 2 считаем приложенной в центре жесткости стыкового соедине¬

ния.
Величины поперечных эксцентриситетов вертикальных сил при

расчете по обеим схемам принимаем относительно физической оси

стеновых панелей.
Изгибающие моменты в опорных сечениях панелей от разных

воздействий, определенные в расчетных схемах 1 я 2, алгебраичес¬

ки суммируем по принципу независимого действия сил.
Суммарные сжимающие силы NKOn и Nnjl, приложенные соот¬

ветственно на контактном и платформенном участках комбиниро¬

ванного стыкового соединения, и их поперечные эксцентриситеты

£jg и е^ум относительно оси соответствующих растворных швов
определяют на основе следующих положений:
часть № полной вертикальной силы N, приложенная к стыко¬

вому соединению до набора прочности раствором в швах (в схеме 7),

распределяется пропорционально площадям швов на контактном и

платформенном участках, т. е. в соотношении N^JN^ =
остальная часть силы N, приложенная после набора проч¬

ности раствором в швах (в схеме 2), распределяется между указан¬

ными швами в соотношении NsKa^/N3^ = vK0H/ (1 — vK0H).
При этом:
ЛГкон = Лкон+ Vkoh Мзащ;	(4.26)
178

179
А^пл =-- N йл + (1 - Vkoii) Л/защ;	(4.27).
pCVM	gon ^кон^1 ^3аЩ .	/4 28)
12*ф	Л^кон '
CVM_ gonKnn^I W3a^	,4 29;
12/Сф Нпп ’	}
где N®0H; 7У°Л — вертикальная сжимающая сила, приложенная соответст¬

венно на контактном и платформенном участке до набора прочности раство¬

ром в швах; еои. — поперечный эксцентриситет силы Мзащ в опорном сечении

относительно центра жесткости эквивалентного стыкового соединения, опре¬

деляемый по формуле (4.20),
Положение физической оси панелей по толщине стены (расстоя¬

ние уф) зависит от способа их формования, вида бетона и состава

бетонной смеси, способа ее уплотнения и от других факторов. Для

однослойных керамзитобетонных панелей, формуемых в горизон¬

тальном положении, при проектировании можно принимать, что

физическая ось смещена по отношению к геометрической в сторону

поверхности, обращенной при формовании вниз, на величину

^Физ = 0,04 h.
Жесткость однослойных панелей наружной стены при изгибе из

плоскости £ст в случаях, когда их горизонтальные сечения пол¬

ностью сжаты, можно определять с достаточной для практических

целей точностью по проектным размерам этих сечений и усреднен¬

ным значениям модуля деформаций бетона.
Пластические деформации, возникающие на контактном или плат¬

форменном участке комбинированного стыкового соединения в пре¬

дельном состоянии, рекомендуется учитывать путем увеличения

коэффициента податливости при сжатии относительно более нагру¬

женного эквивалентного шва (ЭШ-1 или ЭШ-2) по сравнению с на¬

чальной величиной этого коэффициента (Я?34 или А^ач), определяе¬

мой по формулам (4.1) и (4.2) при начальных значениях А,ш>1, -
^ш.в» ^ш.н» -^ст» -^пер*
Диапазоны допустимых значений расчетных коэффициентов по¬

датливости эквивалентных швов в предельном состоянии и в

зависимости от интенсивности загружения этих швов для стен из

керамзитобетонных панелей составляют:
при NK0JNIH > AWAC
МаЧ<Ч< ЗЛхаЧ;
ХР = Хнач-

2 2 ’
при	< ^пл/АС
я? = >»ач;
*"ач <я§ < 1,5Я«ач.

(Здесь	и Л'Л®0 — предельно допустимая расчетная вертикальная сила;
которую может воспринять соответственно контактный и платформенный уча¬

сток стыкового соединения )
Конкретные значения коэффициентов и можно опреде¬

лить методом последовательных приближений. При этом для более

нагруженного участка стыкового соединения следует принимать

наибольшее значение (или А|) в пределах указанного выше диа¬

пазона, при котором перераспределение вертикальных усилий не

приводит к исчерпанию несущей способности другого участка.
В случае относительно большей интенсивности загружения кон¬

тактного участка максимально допустимое расчетное значение

коэффициента податливости при сжатии на этом участке в предель¬

ном состоянии А.Р может превышать начальное А,“ач в 3 раза. Такое

увеличение податливости на этом участке (при = А“ач) соответ¬

ствует снижению расчетного значения жесткости всего эквивалент¬

ного стыкового соединения при повороте опорных граней панелей в

предельном состоянии по сравнению с начальным значением при¬

мерно в 1,8—1,9 раза, что составляет 77% снижения жесткости, вы¬

численной по опытным данным.
Расчетную несущую способность опорной зоны однослойных сте¬

новых панелей при платформенных горизонтальных стыках с одно¬

сторонним опиранием перекрытий iV^cKp определяем по формуле
(4.25).
Значение коэффициента 6ф0РМ в формуле (4.25) и в приведенной

ниже формуле (4.30) рекомендуется принимать по опытным данным.

Если таких данных нет, для расчета опорных зон однослойных ке¬

рамзитобетонных панелей в месте опирания перекр-Ьггия этот коэф¬

фициент можно принимать равным:
в случае опирания перекрытия со стороны поверхности стеновой

панели, обращенной при формовании вверх, &ф0РМ = 0,85; со сто¬

роны поверхности, обращенной при формовании вниз, &фоРм=1.
Определение расчетной несущей способности опорной зоны одно¬

слойной стеновой панели при комбинированном стыковом соедине¬

нии NK™6 основано на вычислении расчетных вертикальных сил
N кон и Л^с, которые являются предельно допустимыми для кон¬

тактного и платформенного участков.
Если предельно допустимая расчетная вертикальная сила для

контактного участка лимитируется прочностью гребня стеновой па¬

нели, то N™ca определяем по формуле (4.24), а в тех случаях, когда
она лимитируется прочностью зоны смежной панели, расположен¬

ной над ним, — из расчета этой зоны на местное сжатие.
Предельно допустимую расчетную вертикальную силу для плат¬

форменного участка, не имеющего косвенного армирования, нахо¬

дим по формуле
NZ° = Япр.б Fг( 1 —2епл Мг) ^Форм*	(4.30)
180

Зная распределение вертикальных усилий между контактным и

платформенным участками стыкового соединения, можно опреде¬

лить предельно допустимые расчетные вертикальные силы в стене

дгкомб и уукомб, соответствующие прочности каждого из этих участ¬

ков:
Коэффициент &тР в формуле (4.31) следует принимать равным:
^тр = 1,1 — для однослойных керамзитобетонных панелей, отформованных

фасадной поверхностью вверх, и при h2 ht\ £Тр = 1—в остальных случаях.
За расчетную несущую способность опорных зон стеновых пане¬

лей при комбинированном стыковом соединении N™M6 принимаем
меньшую из величин, определенных по формулам (4.31) и (4.32).
При определении несущей способности стыкового соединения сле¬

дует проверять также прочность опорной части перекрытия.
Расчет стыковых соединений-в стенах с оконными проемами сле¬

дует вести с учетом распределения части вертикальных усилий на

перемычку. Несущую способность опорных зон стеновых панелей ре¬

комендуется определять исходя из равномерного распределения этих

усилий по длине растворных швов в пределах их расчетной части.

В этом случае длину расчетных участков швов над оконным проемом

со стороны каждого простенка следует принимать равной V3 вы¬

соты перемычки Лок.п (/г0к.п — расстояние от поверхности панели

перекрытия до грани ближайшего к нему оконного проема).
Предлагаемая методика расчета несущей способности стеновых

панелей нашла отражение в рекомендациях [6, 29]. Многие пред¬

ложения настоящего раздела, которые развивают и уточняют эту

методику, были использованы в Инструкции [1].
4.6.	ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ПРОЧНОСТИ

ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

НАРУЖНЫХ СТЕН ИЗ СЛОИСТЫХ ПАНЕЛЕЙ
Прочность горизонтальных стыковых соединений двухслойных

панелей. Экспериментальное исследование прочности горизонталь¬

ных стыков наружных стен из двухслойных панелей выполнено в

1953 г. в НИИСФ АСиА СССР1 [32].
Схема испытания показана на рис. 4.10. Швы заполняли цемент¬

ным раствором с пределом прочности при сжатии от 8,6 до 11,2 МПа.

Основные результаты экспериментальных исследований стыков

двухслойных стеновых панелей приведены в табл. 4.2.
Фабота выполнена канд. техн. наук К- С. Александровым с участием

автора.
f jV°;
(4.31)
ОП. I
^кон
д/КОМ б
оп. 2
1 —'Укон
(4.32)
181

Разрушение горизонтального шва происходило после разруше¬

ния опорных частей несущих ребер панелей.
Увеличение на 1 см эксцентриситета в сторону ребер снижает

несущую способность стыка на 16%. Наименьшая разрушающая на¬

грузка на 1 пог. м стыка получена 390 кН при эксцентриситете е0=

= 6,3 см, направленном в сторону ребер. Расчетная нагрузка в сты¬

ке панели наружной стены в самонесущих стенах пятиэтажного
лщЛ'/?
а.6.;
>
ъ •
>/
П-
Ь\
/
:ЪЬ
\
■V
7
ш
ъ
Е
О».
о;.
И
*:о°
' Ьо’
$
/
SL-&
%
\j\i TWFFV/2
1 Г 1
по I-I
		]
JWWTT///2
-trr.
ft
4
о о

t>o

op.
® 4
0o 0 •
'.*4
■ ?»
-i-
260
V\
%"100
m
m
j
A
Рис. 4.10. Схема Рис. 4.11. Схема испытания фрагмента стены из двух-

испытания гори- слойных панелей
зонтального СТЫКО- /—стеновая панель; 2 — панель перекрытия; 3 — раствор-

ВОГО соединения ный шов; 4 — теплоизоляционный вкладыш; 5 —упругая

стен ИЗ двухслой- Прокладка

ных панелей
дома составляет около 670 кН при е0 = 3,15 см. В первом случае

разрушающая нагрузка превышает расчетную в 5-этажных жилых

домах в 2,6 раза, во втором — в 4,45 раза.
В 1971 г. в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко проведены исследова¬

ния горизонтальных стыковых соединений наружных стен из двух¬

слойных панелей, принятых в 9-этажных жилых домах серии 1-464

ДС1. Панели имели размер 274 x 318,5 x 40 см с внутренним несу¬

щим слоем толщиной 14 см из тяжелого бетона М 200 и с теплоизоля¬

ционным слоем из керамзитобетон а М 50. Опытные образцы были

изготовлены на домостроительном комбинате г. Иркутска.
Горизонтальные стыковые соединения испытывали на сжатие на

стенде, установленном на силовой плите. Схема испытания стыков

приведена на рис. 4.11. При испытании нагрузка передавалась

по толщине несущего слоя на площадку шириной 17 см, что соответ¬

ствует передаче усилий в наружной степе здания по проекту. В го¬

ризонтальный стык закладывали бетонные вкладыши, имитировав-
1Исследования проведены канд. техн. наук С. А. Воробьевой, инж.
Э.	Д. Багаевой, Д. А. Массальской с участием д-ра техн. наук Н. В. Моро¬

зова.
182

Таблица 4.2. Основные результаты исследования на прочность при

сжатии стыков двухслойных панелей наружных стен
Предел прочности,

МПа
Эксцентриситет
V см
Разрушающая на¬

грузка на 1 пог. м,

кН
Ncp
Деформа¬

ция шва

при разру¬

шающих

нагрузках

£• 10«
бетона

в панели
раствора

в стыке
по отно¬

шению

к стыку
по отно¬

шению

к сечению

панели
фактичес¬
кая
теоретичес¬

кая по

сечению

панели
ст
I
2
3
4
б
6
7
8
25,6
10,6
0
4,25
1350
1160
0,86
25,6
И
0
4,25
1350
1160
0,86
26,6
11
0
4,25
1110
970
0,87
180
Эксцентриситет
в сторону
ребер
21,1
10,4
6,3 |
10,55
400
490
1,23
80
21,1
10,9
6,3
10,55
390
440
1,23
27,2
И.2
6,3
10,55
400
520
1,3
86
25,6
9,2
3,15
7,4
670
690
1,03
110
26,5
10,4
6,3
10,55
400
415
1,04
55
Эксцен
триситет :
в сторону
полки
25,6
9,7
6,3
2,05
1010^
1000
1
118
25,6
8,6
6,3
2,05
890
1000
1.13
110
27,2
8,6
3,15
1.1
1180
1350
1.14 ,
72
шие опорный участок панели перекрытия. Толщина монтажных швов

в горизонтальном стыке панели была в пределах от 15 до 20 мм.

Образец 1 по разрезанным простенкам имел металлические затяж¬

ки, заменяющие отрезанную часть панели. Образец 2 был испытан

без затяжек. Основные результаты испытаний приведены в табл. 4.3.
Разрушение образцов при испытании наступило от раздавлива¬

ния тяжелого бетона в опорных частях простенков: для стыка 1

при №п = 1000 кН, для стыка 2 при №п = 800 кН. В образце

1 при 0,4 №п появились трещины в легком бетоне; в образце 2

первые трещины возникли в перемычке при 0,87 №п. При испыта¬

нии горизонтальных стыков трещин по контакту слоев не наблюда¬

лось.
В табл. 4.3 приведены экспериментальные данные и несущая

способность стыков, определенная по формулам СН 321-65 с уче¬

том влияния горизонтальных швов и глубины заделки перекрытия.

Экспериментальные значения предельных разрушающих нагрузок

превышают теоретические для образца 1 на 21%, а для образца 2

на 3%.
Предельная несущая способность стыков в 2,1—2,4 раза больше

предельной расчетной нагрузки на стыки, определенной по форму¬

лам СН 321-65.
Прочность горизонтальных стыковых соединений трехслойных

панелей. Прочность плоских стыков трехслойных панелей была ис¬

следована автором при определении несущей способности первых
183

Таблица 4.3. Основные результаты испытаний горизонтальных
стыковых соединений стен из двухслойных панелей
Показатель
Обра¬

зец 1
Обра¬

зец 2
Прочность материала,

МПа:
раствора в шве
13,4
14,6
кубиковая легкого

бетона
6.4
6
кубиковая тяжелого

бетона
22,4
20,8
призменная легкого

бетона
5
4,9
призменная тяжелого

бетона
16,6
15
Разрушающая нагрузка,

кН
1000
800
Показатель
йОбра-

зец 1
Обра¬

зец 2
Теоретическая разрушаю*

шая нагрузка по СИ
321-65, N1 кН
Отношение /Von/N*
Нагрузка при появлении
кН
трешины N°",
Л/?"/Л/оп
Отношение
Расчетная нагрузка

СН 321-65 N, кН
Отношение №U/N
по
820
770
1,21
1,03
400
700
0,4
0,67
41,5
37,8
2,4
2,1
опытных панелей в 1957 г. в лаборатории стен и перегородок НИИСФ

АСиА СССР. Для испытаний использовали двухэтажный фрагмент

стены, состоявшей из двух панелей, имевши^ натуральную величи¬

ну (3,2 ХЗ м). Панели имели оконный проем.' Разрушение фрагмента

произошло не по стыку, а по простенку при нагрузке 1600 кН.

Разрушающая нагрузка на 1 пог. м стыка составила 500 кН. При

расчетной нагрузке на 1 пог. м панели первого этажа 9-этажного

здания, равной 220 кН, разрушающая нагрузка превысила рас¬

четную в 2,27 раза.
В 1961 г. в НИИЖБ были проведены исследования несущей спо¬

собности горизонтальных стыковых узлов наружных трехслойных

стеновых панелей с гребнем (проект серии 1-464). Испытания про¬

водили на образцах, соответствующих в поперечном сечении натур¬

ным размерам простенка; толщина наружного и внутреннего слоев

соответственно 40 м 50 мм, толщина слоя минераловатного утепли¬

теля 160 мм. Бетон наружного и внутреннего слоев принят марки

Ml50. Наружный и внутренний слои панели армированы сварными

сетками из холоднотянутой проволоки диаметром 3 мм с ячейками

150 X 150 мм.
При испытании образцов стыковых соединений была принята

схема загружения, показанная на рис. 4.12. Результаты испытания

позволяют сделать следующие выводы:
разрушающая нагрузка (при прочности раствора не менее

10,0 МПа) оказалась в пределах 450—600 кН на 1 пог. м, что превы¬

шает расчетную нагрузку для пятиэтажного дома, равную 120 кН,

в 3,85 раза;
первые трещины в керамзитобетонных ребрах стеновых пане¬

лей появляются при нагрузках около 220 кН на 1 пог. м, что пре¬

вышает расчетную нагрузку в 1,83 раза.
184

Рис. 4.12. Схема испытания го-	Рис. 4.13. Варианты (а, б) горизонтальных
ризонтальных стыковых соеди-	стыковых соединений стен из кирпичных
нений стен из трехслойных па-	панелей
Нелей	1 — стеновая панель; 2 — панель перекрытия; 3 —
/_ стеновая панель; 2 — панель заделка торца панели перекрытия; 4 — раствор¬

ный шов
перекрытия; 3 — теплоизоляцион¬

ный вкладыш; 4 —упругая про¬

кладка
В ЦНИИСК были проведены исследования больших образцов

стыковых узлов трехслойных панелей с элементами плиты перекры¬

тия для домов серии 1-464. Несущие слои образцов панелей были из¬

готовлены из бетона марки М 150. При монтаже образцов применяли

раствор марки М 150. Нагрузка передавалась по центру внутрен¬

него слоя панели. Четыре образца испытывали сразу же после их

монтажа, когда раствор в швах еще не успел набрать прочности

(имитация момента оттаивания), и четыре образца — через 28 сут.

после монтажа. Несущая способность образцов на растворе нуле¬

вой прочности оказалась достаточной для пятиэтажных домов,

возводимых в летний период и зимний методом замораживания.

Минимальная несущая способность стыка превышает расчетную,

равную 120 кН, в 3,33 раза. Несущая способность стыка с гребнем

на растворе марки М 150 оказалась на 20% ниже плоского стыка.
Прочность горизонтальных стыков кирпичных панелей. Пер¬

вые исследования горизонтальных стыков наружных стен из кир¬

пичных панелей приведены в работах [31, 32]. В этих исследова¬

ниях рассматривались горизонтальные стыки, предназначенные для

зданий высотой 5 этажей. В 1974 г. проведены испытания горизон¬

тальных стыков наружных стен 9-этажного здания г. Испытаны

образцы трех типов слоистых наружных панелей, изготовленных в

натуральную величину толщиной 38 и 45 см. В образцах первого
хИспытание проведено канд. техн. наук. В. П. Хлебцовьш.
185

Т аблица 4.4. Основные результаты испытаний горизонтальных
стыковых узлов наружных стен
№ образца
Толщина

панели, см
Прочность

раствора

в шве,

МПа
Нагрузка при

1-й трещине
\тОП у ▼

*тр. кН
Разрушающая
нагрузка
№п, кН
Non
№п
N
1
38
21,5
1300
1670
0,78
8,35
2
38
20
1200
1390
0,89
6,76
3
45
12,7
1000
1200
0,83
4,8
4
45
18,6
700
1000
0,70
4
N — расчетная нагрузка на 0,5 пог. м длины стыка в наружной стене

9-этажного жилого дома.
типа стена состояла из слоев */г и 2х74 кирпича (рис. 4.13) и слоя

утеплителя; общая толщина панели 38 см. В образцах второго типа

стена состояла из несущих слоев */2 + 2х*/г кирпича и среднего

слоя утеплителя; общая толщина панели 45 см (рис. 4.13). Образцы

третьего типа состояли из несущих слоев 1/2+2х1/4 кирпича и слоя

утеплителя; общая толщина панели 38 см, т. е. такая же, как и в об¬

разцах первого типа, но отличается от них тем, что несущий слой

толщиной 2xV4 кирпича изготовлен раздельно и приставлен к на¬

ружному слою при монтаже узла перед испытанием. Элементы сте¬

ны по фасаду имели размер 80x78 см. Элементы перекрытий пред¬

ставляли собой образцы многопустотных панелей, у которых отвер¬

стия в торцах были заделаны бетоном на глубину 20—25 см. Глу¬

бина заделки в стык элементов панели перекрытия составляла 10 см.
Испытания горизонтальных стыков проводили в прессе. Нагруз¬

ка с верхнего стенового элемента передавалась через несущий внут¬

ренний слой из кирпича и слой раствора, уложенный на плиту пере¬

крытия и на гребень нижней стеновой панели. Горизонтальный шов

с наружной стороны панели на глубину 1/а кирпича раствором не за¬

полняли. Для изготовления образцов стеновой панели применяли

силикатный кирпич марки 100 (10,4 МПа). Раствор в шве имел проч¬

ность на сжатие в первом образце стыка 21,5 МПа, во втором —20

МПа, в третьем — 12,7 МПа и в четвертом— 18,6 МПа.
Основные результаты испытания горизонтальных стыковых уз¬

лов наружных стен приведены в табл. 4.4. Разрушающая нагрузка

превышала расчетную в 4—8,3 раза. Первые трещины появились в

элементах стеновых панелей при нагрузках около (0,7—0,89) Л/°п,

что свидетельствует о большой трещиностойкости испытанных об¬

разцов стыковых узлов. Стыки стен толщиной 45 см восприня¬

ли меньшую нагрузку, чем стыки толщиной стен 38 см. Это объ¬

ясняется менее прочным раствором и слабой связью слоев несущей

ветви панели из-за плохого заполнения раствором швов между

кирпичами. Для экспериментального проектирования 9-этажного

дома рекомендованы стены из панелей толщиной 38 см. Конструк¬

ции таких стыков могут быть применены в зданиях высотой до 24

этажей при коэффициенте запаса не менее чем 2.5.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1.	Государственный комитет по гражданско¬

му строительству и архитектуре при Госстрое

СССР. Инструкция по проектированию конструкций панельных жилых

зданий: ВСН 32-77/Госгражданстрой.— М.: Стройиздат, 1978.
2.	Дроздов П. Ф., Себекин И. М. Проектирование крупнопа¬

нельных зданий: каркасных и бескаркасных.— М.: Стройиздат, 1967.
3.	Д р о з д о в П. Ф. Конструирование и расчет несущих систем мно¬

гоэтажных жилых зданий и их элементов.— М.: Стройиздат, 1977.
4.	КосицынБ. А. Статический расчет крупнопанельных и каркас¬

ных зданий.— М.: Стройиздат, 1971.
5.	J1 и ш а к В. И. Расчет бескаркасных зданий с применением ЭВМ.—

М.: Стройиздат, 1977.
6.	Рекомендации по конструированию, изготовлению и применению трех¬

слойных панелей наружных стен с гибкими связями повышенной стойкости

к атмосферной коррозии/ ДНИИЭП жилища. — М., 1971.
7.	ЛишакВ. И., ЦимблерВ. Г., Драгилев И. И. Расчет

несущей способности трехслойных бетонных стеновых панелей с гибкими

связями слоев с учетом частичного защемления опорных сечений.— В кн.:

Конструкции крупнопанельных жилых домов/ ЦНИИЭП жилища. М., 1973.
8.	Лишак В. И., Иванова Л. В. Применение ЭЦВМ

для расчета стен крупнопанельных зданий с учетом длительных процес¬

сов. — В кн.: Автоматизация проектирования строительных конструкций

на ЭЦВМ/МНИИТЭП. М., 1971.
9.	Годунов С. К, Рябенький B.C. Разностные схе\Гы. — М.:

Наука, 1977.
10.	Ар у т ю н я н Н. X. Некоторые вопросы теории ползучести. —

М.: Гостехиздат, 1952.
11.	Поляков С. В., Шорохов Г. И. Испытания на сдвиг желе¬

зобетонных (замоноличенных) стыков крупнопанельных зданий. — В кн.:

Сейсмостойкость крупнопанельных и каменных зданий/ ЦНИИСК, М.: Строй¬

издат, 1967.
12.	КоноводченкоВ. И., Черкашин А. В., Бобришев

П. И. Прочность стыковых соединений крупяопанельных зданий при сдви¬

ге. — Бетон и железобетон, 1968, № 7.
13.	К о т о в И. Т. Исследования влияния монтажного шва на проч¬

ность панельных стен. — В кн.: Прочность крупнопанельных конструкций /

ЦНИИСК. М.: Стройиздат, 1968.
14.	Морозов Ю. Б., Седловец Г. Ф. Исследования прочности

деформаций горизонтальных стыков панелей. — В кн. Исследования проч¬

ности и расчет конструкций многоэтажных зданий/ МНИИТЭП. М., 1970.
15.	Камей ко В. А. Несущая способность и деформаций стыковых

соединений панелей стен с плитами перекрытий. — В кн.: Прочность круп¬

нопанельных конструкций/ЦНИИСК. М.: Стройиздат, 1968.
16.	К а м е й к о В. А., Л о м о в а Л.М. Прочность узлов сопряжений

панелей стен с плитами перекрытий, закрепленными от горизонтальных пере¬

мещений.— В кн.: Прочность крупнопанельных и каменных конструкций/

ЦНИИСК. М.: Стройиздат, 1972.
17.	Соколов М. Е. Исследование несущей способности внутренних

стеновых панелей и стыков крупнопанельных зданий. —В кн.: Работа кон¬

струкций жилых зданий из крупноразмерных элементов/ЦНИИЭП жилища.

М.: Госстройиздат, 1963.
18.	М о р о з о в Ю. Б., С е д л о в е ц Г. Ф. Исследования прочности

и деформативности платформенного стыка с дефектами монтажа панелей стен

многоэтажных зданий. — В кн.: Проектирование и исследования жилых

и общественных зданий в Москве/ МНИИТЭП. М., 1971.
19.	Д р о з д о в П. Ф., Горшков Ю. К., Паньшин Л. Л.

Сжатые растворные стыки. —Жилищное строительство, 1975, № 6.
187

20.	Котов И. Т. Прочность и устойчивость кирпичной кладки &

ранних возрастах.— В кн.: Исследования по каменным конструкциям/

ЦНИИСК- М.: Стройиздат, 1949.
21.	Поляков С. В. Длительное сжатие кирпичной кладки.— М.:

Госстрой из дат, 1959.
22.	У л и ц к и й И. И. Теория и расчет железобетонных конструкций

с учетом длительных процессов. — Киев: Бyдiвeльник, 1967.
23.	Д р а г и л е в И. И. Усовершенствованная методика испытаний на

сжатие фрагментов крупнопанельных стен.— Межотраслевые вопросы строи¬

тельства: Отечественный опыт/ ЦИНИС. 1971, № 7.
24.	М о р о з о в Н. В., С е д а к о в а М. Т., Ц и м б л е р В. Г.

Панели из легких бетонов.— М.: Стройиздат, 1964.
25.	Д р а г и л е в И. И. Исследование прочности и предложения по

расчету опорных зон легкобетонных панелей наружных стен при краевой

передаче вертикальных усилий в горизонтальных стыках.— В кн.: Легко¬

бетонное домостроение/ ЦНИИЭП жилища. М., 1975, вып. 2.
26.	Драг и. лев И. И. Экспериментальное исследование напряженно¬

го состояния горизонтальных стыков в системе несущей наружной стены из

однослойных панелей.— В кн.: Конструкции крупнопанельных жилых до-

мов/ЦНИИЭП жилища. М., 1973.
27.	Ц и м б л е р В. Г., Д р а г и л е в И. И., ОкландерА. М. Уста¬

новка для прочностных испытаний крупнопанельных стен.— В кн : Конст¬

рукции жилых домов: Материалы III научно-технической конференции мо¬

лодых специалистов ЦНИИЭП жилища. М., 1972.
28.	Д р а г и л е в И. И. Влияние неупругих деформаций горизонталь¬

ных стыков на несущую способность наружных стен из однослойных легко¬

бетонных панелей.— В кн.: Конструкции крупнопанельных жилых домов/

ЦНИИЭП жилища. М., 1976, вып. 1.
29.	Рекомендации по проектированию конструкций крупнопанельных

стен жилых зданий/ЦНИИЭП жилища. М., 1972.
30.	Морозов Н. В. Конструкции стен крупнопанельных жилых до¬

мов.— М.: Стройиздат, 1964.
31.	Левин Н. И., МинасянР. С. Исследование напряженного со¬

стояния наружной стеновой панели с проемом при действии вертикальной

нагрузки.— В кн.: Прочность крупнопанельных конструкций/ ЦНИИСК-

М.: Стройиздат, 1968.
32.	Морозов Н. В. и др. Виброкирпичные панели.— М.: Стройиздат,

1960.
33.	С h о I е w i с k i А., Р е t е г s s о n Н. Simplified analysis of dama¬

ged large panel walls: CIB W23A. — Goteborg, 1977.
34.	CP 110: Part 1: 1972. The structural use of concrete.— Лондон, 1972.
35.	Criteria for structural design of buildings to avoid progressive col¬

lapse. U. S. Department of Housing and Urban Development.— Вашингтон,
1972.
36.	F i n t e 1 М., SchultzD. M. A philosophy for structural inte¬

grity of large panel buildings.— Journal of Prestressed Concrete Institute, 21,

1976, No 3.
37.	Granstrom S. A., Car Is son М., Building design for the

avoidance of progressive collapse: Statens Institut for Byggforskning. —

Стокгольм, 1971.
38.	H u g h e s* В. P. Limit states of impact and CP 110.— Concrete, 8,
1973,	No. 8.
39.	L e w i с k i В., С h о 1 e w i с k i A., Kapron, М., Wtorny ustroj

nosny sciany lokalnie uszkodzonej. — III Sympozjum: Badanie przyczyn i

zapobieganie awariom konstrukcji budowlanych. Штетин, 1977.
40.	L e w i с k i В., О d g a r d, A. Note on code requirements dealing

with progressive collapse. — Лынгбы, 1976.
41.	M a i n s t о n e R. J. The hazard of internal blast in buildings. —

BRE Current Paper, CP 11/73, Гэрстон, 1973.
188

42.	Mainstone R. J. The response of buildings to accidental explo¬

sions. — BRE Gurrent Paper, CP 24/76. Гэрстон, 1976.
43.	Ministry of Housing and Local Government: Report of the inquiry into

the collapse at Ronan Point; Canning Town. — Лондон, 1968.
44.	National Building Code of Canada: Section 4.1.1.7.— Оттава, 1970
45.	Пуме Д. Особенности проектирования многоэтажных зданий на

аварийные нагрузки'. — Строит, мех. и расчет сооружений, 1977, № 1.
46.	R asbash D. J. Explosions in domestic structures. Part one. The

relief of gas and vapor explosions in domestic. — The Structural Engineer,

47, 1969, No 10.
47.	Rules and regulations relating to resistanse to progressive collapse:

Amendment of the City of New York Building Code. — Нью-Йорк, 1973.
48.	S о m e s N. F. Abnormal loading on buildings and progressive collap¬

se. — Center for Building Technology. National Bureau of Standards. Вашинг¬

тон, 1973.
49.	Svensk Byggnorm 67 (SBN): Design to avoid progressive

collapse. — Chapters 21 and 22. Supplements/The National Swedish Board

of Urban Planning. Publ. No 63. Стокгольм, 1973.
50.	Wytyczne COBPBO: Zabezpieczanie budynkow wielkoplytowych

przed katastrol^ postepuj^s^. — Варшава, 1978
51.	F r i с M. Soubor doporu6enych ovefenych nosnych stuku panelovych

budov. (Совокупность рекомендованных несущих стыков панельных зда¬

ний). Научно-исследовательский отчет. Прага, ВУПС, 1975.
52.	F г i с М. Vysetfovani unosnosti svislych stykCi panelovych budov

(Исследование несущей способности вертикальных стыков панельных зда¬

ний). — Pozemnf stavby, 1971, No. 11.
53.	HoracekE., CejpaB. Vyzkum svislych styku nosnych stfcn na

modelech z mikrobetonu (Исследование вертикальных стыков несущих стен

на моделях из микробетона). Научно-исследовательский отчет. Прага,

ВУПС, 1976.
54.	Horaoek Е., С е j р а В. tinosnost betonovych hmo2dinek (Не¬

сущая способность бетонных шпонок). — Inzenyrske stavby, 1978.
55.	Н о г а с е k Е.; С е j р а В. Unosnost a tuhost svislych stykfi pa¬

nelovych budov. (Несущая способность и жесткость вертикальных стыков

панельных зданий). Научно-исследовательский отчет. Прага, ВУПС, 1977.
56.	Н о г а 6 е k Е. Unosnost a tuhost svislych stukCi stfcn panelovych

budov. (Несущая способность и жесткость вертикальных стыков стен панель¬

ных зданий).— Stavebnicky casopis, 1978’.
57.	Horafek Е. Vypofiet linosnosti a tuhosti svislych sty кй sten pa¬

nelovych budov podle novych poznatku (Расчет несущей способности и жестко¬

сти вертикальных стыков стен панельных зданий согласно новым знаниям).

Pozemni stavby, 1977, Ъ. 7.
58.	Horafcek Е. Panelove budovy. Navrhovani a vypocet nosne kon-

strukce (Панельные здания. Проектирование и расчет несущих конструкций).

Прага, СНТЛ» 1977.
59.	Pume D. Experimentalm vysetfeni unosnosti svislych sty кй stfc-

novych dfleu (Экспериментальное исследование несущей способности верти¬

кальных стыков стеновых элементов). —Stavebni vyzkum, 1965, No. 3—4.
60.	Pume D. Scherfestigkeit senkrechter Stosse zwischen Betonwande-

lementen. — Bauplanung — Bautechnik, 1967, Nr. 5.
61.	Pume D., Witzany J. Navrhovani styku panelovych konstrukcl. I.

dil. Nosne stykfi (Проектирование стыков панельных конструкций. 1-я часть.

Несущие стыки). Учебник строительного факультета. Прага, 1974.
62.	PumeD. Investigation on failure criteria of shear key joints. — Сбор¬

ник комиссии СИБ B23A. Дармштадт, 1974.
63.	Н a n s е п К. е t а 1. Design of Vertical, Keyed Shear Joints in Lar¬

ge Panel Buildings. — Build International, 1974, No. 2.
64.	Pume D. TJnosnost a deformace svislych stykii nosnych stfcnovych

panelfi vicepodlaznich budov (Несущая способность и деформации вертикаль-
189

ных стыков несущих стеновых панелей многоэтажных зданий). Научно-ис¬

следовательский отчет. Прага, СУ ЧВУТ, 1975.
65.	Р u m е D. Load—bearing Capacity of Joints Between Concrete Mem¬

bers under Shear and Compression. — Acta technica, 1977, No. 5.
66.	Hansen K-, 01 esen S. O. Failure Load and Failure Mecanism

of Keyed Shear Joints. —Denmarks Ingeniorakademi, Report No. 68/22, Ko-

benhavn, 1969.
67.	P о ш m e r e t M. Les joints structuraux dans les constructions en

grands panneaux prefabriques. — Annales de ITBTP, No. 314, fevrier 1974
68.	Fauchart J., CortiniP. Efude experimental de joints ho-

rizontaux entre panneaux prefabriques pour murs de batiments. — Annales

de ITBTP, No. 300, decembre 1972.
69.	В а с k 1 e г A. P., В а у 1 i k М., Dill М. I. Local Behaviour

of Shear Transfer and Compression Transfer Joints: The Behaviour of Large

Panel Structures. —CIRIA Report, No. 45, London, 1973.
70.	S с h w i n g H. Zur wirklichkeitsnahen Berechnung von Wand-

scheiden aus Fertigteilen. Dissertation. Darmstadt, 1975.
71.	Tsoukantas S. Lesjeints dans les batiments en grands panne-

aux prefabrigues sous charges statiques et dinamiques. — A. l’V. N. T. d’Athe-

nes, 1977.
72.	F r i с М., L i s h a k V., HoracekE., Sokolov M. The Com¬

pression Strength of Horizontal Joints in Panel Walls. (Прочность на сжатие

горизонтальных стыков панельных зданий). —Proc. Symposium CIB: Bea¬

ring Walls. Warsaw, September 1975.
73.	Cerny j. Unosnost a tuhost vodorovnych stykfl panelov^ch budov

(Несущая способность и жесткость горизонтальных стыков панельных зда¬

ний). Научно-исслед. отчет. Прага, ВУПС 1976.
74.	Н о г а с е k Е. Vliv vrstvy nizsi pevnosti na ijnosnost betonovych

tla6enych prvku (Влияние слоя меньшей прочности на несущую способность

бетонных сжатых элементов). — Inzenyrske stavby, 1978.
75.	Р u m е D. Der Spannungszustand und die Tragfahigkeit der Verbin-

dungen von vollen Wand— und Deckenelementen (Напряженное состояние

и несущая способность стыков полнотелых стеновых элементов и элементов

перекрытия). — Die Bautechnik, 1970, No. 12.
76.	Р u m е D. Staticky vypofcet stykfl st£novych a stropnich рапеЩРас-

чет стыков стеновых панелей и панелей перекрытия). — Pozemni stavby,

1970, No. 2.

СОДЕРЖАНИЕ
Стр.
Предисловие 	*		3
Глава 1. Усилия в стыковых соединениях (В. И. Лишак) ...	4
1.1.	Требования к прочности и жесткости стыковых сое¬

динений 				4
1.2.	Расчетные схемы		6
1.3.	Схемы приложения нагрузок. Эксцентриситеты про¬

дольных сил	11
1.4.	Усилия от вертикальных нагрузок и неодинаковой

усадки сопрягаемых стен		 ; .	19
1.5.	Усилия от климатических температурных воздейст¬

вий 		23
1.6.	Усилия от горизонтальных ветровых нагрузок ...	27
1.7.	Учет действия аварийных нагрузок (Д. Пуме) . . ,	28
Глава 2. Вертикальные стыковые соединения стеновых панелей 36
2.1.	Типы вертикальных стыковых соединений панелей
(В. И. Лишак)	36
2.2.	Прочность и жесткость вертикальных стыковых соеди¬

нений при сдвиге (Е. Горачек, Д. Пуме)	37
2.2.1.	Методика испытаний	37
2.2.2.	Результаты испытаний	41
2.2.3.	Несущая способность стыковых соединений при сдвиге	63
2.2.4.	Прочность шпоночных стыковых соединений при сов¬

местном действии сдвига и сжатия (В. И. Лишак) .	76
2.2.5.	Жесткость стыковых соединений при кратковремен¬

ном сдвиге (Е. Горачек)	82
2.3. Длительные деформации сдвига вертикальных шпо-

ночных стыков (В. И. Лишак по материалам
| М. Я. Шустермана J)			88
2.3.1.	Методика испытаний	88
2.3.2.	Прочность и деформации при кратковременном за-

гружении		90
2.3.3.	Деформации усадки			92
2.3.4.	Деформации ползучести при сдвиге	93
Глава 3. Горизонтальные стыковые соединения панелей внутрен¬

них стен и перекрытий	98
3.1.	Типы горизонтальных стыковых соединений (В. И. Ли¬

шак) 	98
3.2.	Контактные стыки (В. И. Лишак, В. А. Камейко) . . 99
3.3.	Платформенные стыки (В. А. Камейко)	103
3.3.1.	Влияние прочности раствора, величины опирания плит

перекрытий и конструктивных особенностей стыковых

соединений на их прочность	103
3.3.2.	Влияние замоноличивания и закрепления от горизон¬

тальных перемещений плит перекрытий на прочность

стыковых соединений	.110
3.3.3.	Влияние вибрирования и армирования швов сетками
на прочность стыковых соединений	113
3.3.4.	Прочность стыковых соединений железобетонных па¬

нелей стен с плитами перекрытий	116
3.3.5.	Прочность платформенных стыков с многопустотными

плитами перекрытий 	 121
3.4.	Монолитные стыки (Е. Горачек, Д. Пуме)	126
3.4.1.	Результаты испытаний	126
3.4.2.	Несущая способность	136
191

Евжен Горачек
Вадим Израилевич Лишак
Димитрий Пуме
Илья Израилевич Драгилев
Владимир Акимович Камейко
Николай Викторович Морозов
Владимир Григорьевич Цимблер
ПРОЧНОСТЬ И ЖЕСТКОСТЬ СТЫКОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

ПАНЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ (ОПЫТ СССР И ЧССР)
Редакция переводных изданий

Зав. редакцией М. В. Перевалюк

Редактор Н. А. Дубровская

Мл. редактор Е. А. Дубченко
Внешнее оформление художника Э. С. Ф и л и м о и о в а

Технический редактор Н. Г. Бочкова

Корректор Е. А. Степанова

И Б № 2045
Сдано в набор 04.04,80. Подписано в печать 13.11.80. Т-19539. Формат бОХЭО'Ав-

Бумага типогр. № 3. Гарнитура «Литературная-». Печать высокая. Усл.-псч. л. 12,0.

Печ. л. 12,0. Уч.-изд. л. 12.28. Тираж 4.500 экз. Изд. № VI11-7480. Заказ № 1804.

Цена 1 р. 80 к.
Стройиздат 101442 Москва, Каляевская, 23а
Московская типография № 4 Союзполиграфпрома

при Государственном комитете СССР

по делам издательств, полиграфии и книжной торговли.

129041, Москва, Б. Переяславская ул., д. 46.
3.4.3. Жесткость . . . . ;	141
3.5. Деформации сжатых горизонтальных стыковых соеди¬

нений при длительном действии нагрузки (В. И. Ли-
шак по материалам М. Я. Шустермана {)	144
3.5.1.	Методика исследования деформаций ползучести и

усадки 	144
3.5.2.	Деформации при кратковременном загружейии . . .147
3.5.3.	Деформации ползучести и усадки	• . . . 148
Глава 4. Горизонтальные стыковые соединения панелей наруж¬

ных стен и перекрытий (И. И. Драгилев, В. Г. Цимб-

лер)	154
4.1.	Типы горизонтальных стыковых соединений	154
4.2.	Исследование статической работы горизонтальных сты¬

ковых соединений при одностороннем опирании пере¬

крытий 	155
4.3.	Расчетный метод определения положения равнодейст¬

вующей вертикальных усилий в горизонтальном сты¬

ковом соединении и их распределения между раствор¬

ными швами	164
4.4.	Определение несущей способности опорных зон стено¬

вых панелей	174
4.5.	Рекомендации по практическому расчету горизонталь¬

ных стыковых соединений в наружных стенах из одно¬

слойных панелей	177
4.6.	Экспериментальные исследования прочности горизон¬

тальных стыковых соединений наружных стен из

слоистых панелей (Н. В. Морозов)	181
Литература . . i	187