База знаний студента. Реферат, курсовая, контрольная, диплом на заказ

I .   ЖБК

1.        Основные физико-механические свойства бетона. Прочность на сжатие и растяжении. Деформация бетона при кратковременном и длительном нагружении. Диаграмма  для сжатия и растяжения бетона.

2.        Арматура железобетонных конструкций. Назначение, виды и механические свойства. Классы арматуры и их применения в конструкциях.

3.        Сущность преднапряженного железобетона. Преимущества и недостаток по сравнению с обычном железобетона. Значение предварительных напряжений в бетоне и арматуре.

4.        Три стадии напряженно-деформированного состояния железобетонных элементов. Пластическое и хрупкое разрушение изгибаемых внецентре сжатых железобетонных элементов по нормальным сечениям.

5.       

6.       

7.        Основные положения расчета строительных конструкций метод предельных состояний. Группы предельных состояний. Нормативные и расчетные нагрузки. Сочетание нагрузки. Коэффициенты надежность по нагрузкам и по назначение зданий.

8.        Принцип расчета поднаклонным сечениям и его цель. Конструктивные требования обеспечивающие прочность сечение по моменту.

9.       

10.    

11.    

12.    

13.     Конструкций плоских перекрытий. Классификация перекрытий. Принцип расчетов и проектирования плит работающих в одном или в двух направлениях.

14.     Выбор рациональной формы поперечного сечения ж/б плит перекрытий.

15.     Принцип расчета многопролетного ж/б ригеля с учетом перераспределения армирования плит.

16.     Основные положения расчета и конструирования ребристых моноплитных перекрытий с бетонными плитами.

17.     Основные положения и конструирование ребристых  перекрытий с плитами, работающих в двух направлениях.

18.     Расчеты и конструирование отдельного центрально и внецентренно нагруженного жб. Фундамента под колонну…

19.     Виды одноэтажных промышленных зданий. Особенности их объемно планировочных и конструктивных решений. Компоновка зданий и конструкции при каркасе из железобетона. Обеспечение пространственной плоскости.

20.     Основные сведения о расчете каркаса одноэтажных промышленных зданий. Особенности расчета стального железобетонного и других видов каркаса. Учет пространственной работы каркаса.

21.     Ж/б конструкции покрытий одноэтажных промышленных зданий. Плиты покрытий: выбор рациональной формы поперечного сечения плит и их очертаний по длине., принцип расчета и конструкция Технико-экономические показатели различных типов плит покрытия.

22.     Принцип выбора оптимального ригеля с рациональной формой поперечного сечения и очертания по длине. Ж/б балки, фермы, арки: типы принципы расчета и конструирование.

23.     Конструктивные схемы и основные несущие конструкции многоэтажных промышленных зданий.

24.     Конструктивные схемы и основные несущие конструкции многоэтажного каркасного и панельных гражданских зданий.

25.     Конструкции и принцип расчета стыков ригеля с колонной и колонн между собой многоэтажного здания

II.  Металлические конструкции

1.      Строительные стали и алюминиевые сплавы. Группы А.Б.В, маркировка и характеристика малоуглеродистых, низколегированных и высокопрочных сталей.

2.      Расчетные характеристики материалов: стали, бетона, каменной кладки арматуры и древесины.

3.      подбор сечения прокатных балок.

4.      стальные балки составного сечения: компоновка особенности расчета. Конструктивные мероприятия по обеспечению общеместной устойчивости стальной балки составного сечения.

5.      Компоновка и выбор оптимального варианта балочной площадки из стальных конструкций. Сопряжение блок в балочной клетке.

6.      Стальные колоны. основные сведения в расчет конструирования центр.-сжатых колонн.

7.      Внецентренно-сжатые одноступенчатые стальные колонны. КомпановкАК, особенности расчета, узлы. т констрирования прогонов, плит

8.      компоновка стального каркаса производственных зданий.

9.      компоновка и выбор покрытия промышленного здания из металлических конструкций. Основы расчета и конструирования прогонов, плит и настилов покрытий.

10.   выбор типа и компоновка стальных ферм. Отправочные марки, стыки и узлы. Виды и подбор сечений стержней стальных ферм.

11.   Соединение стальных конструкций и их элементов: сварные, балочные, заклепочные. Компоновка и порядок расчета. Контроль качества соединений неразрушающими методами.

12.   Стальные каркасы большепролетных зданий: компоновка, нагрузки, особенности расчета, преимущества и недостатки.

13.   Стальные листовые конструкции. Резервуары, газгольдеры, трубы большого диаметра. Особенности расчета и конструирования. Примеры компоновки.

14.   Стальные каркасы многоэтажных промышленных зданий (конструктивные схемы зданий, конструкции многоэтажных рам)   

15.   Подобрать сечение опорного восходящего раскоса фермы с параллельными поясами, если известно усилие в нем и длина. Вычертить схемы сечения стержня и узлов.

16.   Подобрать прокатный профиль продольной балки стального настила. Если известна технологическая нагрузка на 1м2

17.   Подобрать  сечение стенки стальной балки, если известна ее длина L и распределенная технологическая нагрузка по длине балки

   

III.  Деревянные конструкции

1. Методика расчета сейсмических нагрузок по СНиП-7-81
2. Клееные балки. Рациональные области применения. Принципы расчета и конструирования.
3. Конструкция ферм
4. Клееные арки. Расчет и конструирование. Узлы.
5. Рамы. Расчет и конструирование. Узлы.
6. Классификация и область применения различных видов соединений ДК. Соединение из лобовой врубке. Принцип расчета и конструирования.
7. Основные формы пространственных ДК, их достоинства и недостатки. Кружально-сетчатые своды.
8. Тонкостенные и ребристые купола-оболочки из древесины и пластмасс.
9. Требования, предъявляемые к клеям для несущих конструкций
10. Пневматические строительные конструкции покрытий
11. Расчет центрально-растянутых и сжатых элементов ДК
12. Расчет элементов ДК на поперечный и косой изгиб
13. Расчет сжато изгибаемых и растянуто изгибаемых элементов ДК.
14. Растянуто-изгибаемые элементы
15. Определить необходимое кол-во нагелей из круглой стали в растянутом стыке элементов нижнего пояса треугольной деревянной фермы. (ответ за №9)

IV.  Основания и фундаменты

1. Закономерности деформируемости, водопроницаемости и прочности грунтов.
2. Распределение напряжений в основании от действия различных видов нагрузок.
3. Понятие о критических нагрузках на грунт. Расчетное сопротивление грунта.
4. Основные принципы проектирования оснований и фундаментов. Предельные состояния оснований и сооружений. Виды деформаций сооружений и их допустимые значения. расчет по предельным деформациям.
5. Выбор глубины заложения типа и материала фундамента. Предварительный расчет размеров подошвы жестких фундаментов при центральной и внецентральной нагрузках.
6. Расчет осадок фундаментов по методу элементарного суммирования. Основные допущения и условия применимости.
7. Методы искусственного улучшения оснований.
8. Классификация свай и свайных фундаментов. методы определения несущей способности свай.
9. Расчет и проектирование свайных фундаментов
10. Устройство фундаментов на основаниях, сложенных слабыми грунтами

V.  По обследованию и испытаниям сооружений

1. Методы и средства приложения испытательных силовых воздействий.
2. Основные измерительные приборы для поведения статистических и динамических испытаний.
3. Механические методы неразрушающих испытаний материалов. Метод проникающих сред. (ответ №1)
4. Применение ультразвуковых методов
5. Обследование конструкций и сооружений. Цель, задачи и особенности методики проверки.
6. Испытания строительных конструкций, статистической нагрузкой (цель и задачи изготовления и оборот конструкций, освидетельствование
7. Проведение, отработка и оценка результатов статистических испытаний.
8. Испытание строительных конструкций динамической нагрузкой.

VI.  ОАПр

1.        Структура САПР. Виды обеспечения.

2.        Операционные системы

3.        Базы и банки данных. Структура и модели данных.

4.        Критерии. Система критерий. Методы критерием.

VII  Сейсмостойкое строительство

1.   Расчетные методы сооружений для определения сейсмических нагрузок. Метод сосредоточения масс. Определение величин масс по особому сочетанию нагрузок.

2.   Периоды и коэффициенты форм собственных колебаний сооружений. Приближенные методы их определения.

3.   Методика расчета сейсмических нагрузок на здания и сооружения по СНиП-7-81.

4.   Общие требования к объемно-планировочному и конструктивному решению зданий, проектируемых в сейсмоопасных районах. Антисейсмические швы.

5.   Методы антисейсмического усиления зданий. Антисейсмические пояса. армирование узлов сопряжения стен. Вертикальные железобетонные включения в стенах.

6.   Сейсмическое районирование и микрорайонирование. Понятие о расчетной балльности. Влияние грунтовых условии на интенсивность сейсмически воздействий. Категории грунтов по СНиП 11-7-81. Строительство в сейсмических районов.  нет  ответа

7.   Требования к выполнению кирпичной кладки в сейсмических районах. Изделия и материалы. Категории кладки.

VIII.  Легкие большепролетные конструкции

1.        Большепролетные балочные фермы особенности компоновки, рациональные пролеты; примеры конструктивных схем, сведения о расчете.

2.        Большепролётные рамные покрытия: примеры компоновки, сквозные и сплошные рамы, отправоч­ные марки, особенности расчёта.

3.        Арочные покрытая: рациональные пролеты, арки из клееной древесины и из металла; примеры

4.        компоновки, связи.

5.        Одношарнирные, 2-х шарнирные. 3-х шарнирные и бесшарнирные арочные конструкции; отпра­вочные марки» опорные и ключевые узлы.

6.        Структурные плиты: компоновка, кристаллы, примеры конструктивных схем, особенности расчета.

7.     Гиперболические параболоиды (Гипары): конструктивные схемы, особенности компоновки, при­меры, сведения о расчете.                                                                                                      

8.        Параболоиды вращения и конические оболочки: особенности компоновки, назначение генеральных размеров, примеры компоновки, особенности расчета.                                           

9.        Висячие покрытия: вантовые и мембранные покрытия; способы стабилизации деформаций, гибкие и жёсткие нити; примеры конструктивных схем.

IX.  Расчет несущих конструкций с применением ППП

1.      Расчет многоэтажных рам с применением ППИ ЛИРА, Мираж. Точный и приближенный методы.

2.      Расчет рамно-связевых систем с применением ППИ ЛИРА, Мираж.

3.      Расчет континуальных систем с применением ППИ ЛИРА, Мираж.

4.      Расчет рамы одноэтажного промышленною здания с крановыми нагрузками с применением ППИ ЛИРА, Мираж.

5.      Расчет геометрически и физически нелинейных систем.

6.      Чтение результатов счета ППП ЛИРА. Применение "ноль-элементов".

1.Конструкции плит покрытий зданий из древесины и пластмасс. Принцип расчета и конструирования.

Древесные пластики—это материалы, полученные соединением синтетическими смолами продуктов пере­работки натуральной древесины. К ним относятся древесно-слоистые пластики, древесно-волокнистые и древесно-стружечные плиты, бумажный слоистый пластик (гетинакс) и др.

Древесно-слоистые пластики изготовляют из тонких листов сушеного березового, липового или букового шпо­на, пропитанного и склеенного между собой различны­ми синтетическими смолами при высоком давлении и температуре. В зависимости от расположения волокон шпона в смежных слоях ДСП выпускаются несколько марок. Для строительных конструкций наиболее пер­спективна марка ДСП-Б, где через каждые 10—20 про­дольных слоев шпона укладывают один поперечный слой.

Прочность древесно-слоистых пластиков превышает .прочность древесины вследствие уплотнения материала прессованием и термической обработкой тонких слоев древесного шпона, глубоко пропитанных прочными и водостойкими смолами. Древесный шпон пропитывают преимущественно резодьными, фенолоформальдегидны-

ми или карбамидными смолами с последующей просуш­кой.

ДСП выпускаются промышленностью в виде плит следующих размеров: длина 0,7—5,6 м, ширина до 1,2 м, толщина 3—60 мм. Плиты ДСП обладают хорошей во­достойкостью, стойкостью к органическим растворите­лям и маслам, легко поддаются механической обработ­ке— пилению, строганию, фрезерованию и т.п.

Относительно высокая стоимость ДСП не позволяет пока широко применять этот листовой материал для крупных элементов строительных конструкций. Его при­меняют в основном для изготовления средств соедине­ния элементов конструкций в виде шпонок, нагелей, ко­сынок, вкладышей.

Древесно-волокнистые плиты (ДВП) изготовляют из хаотически расположенных волокон древесины, склеен­ных канифольной эмульсией с добавлением для некото­рых типов плит фенолоформальдегидных смол. Сырьем

7G

для изготовления ДВП являются отходы лесопильных и деревообрабатывающих производств (отрезки реек, гор­быля, брусков), которые дробят в щепу и растирают в специальных установках до волокнистого состояния. При формовании плит без уплотнения на прессах полу­чаются пористые ДВП, которые применяют для утеп­ления, звукоизоляции и отделки стен, перекрытий и по­крытий.

При длительном действии влажной среды древесно­волокнистые плиты поглощают значительное количество влаги, в результате чего набухают (в основном по тол­щине) и теряют прочность.

Дрееесно-стружечные плиты (ПС и ПТ) получают горячим прессованием под давлением древесных стру­жек, пропитанных синтетическими термореактивнымн смолами. Для изготовления ПС и ПТ применяют специ­ально изготовленную стружку, полученную на деревооб­рабатывающих станках, а также мелкую щепу (дробленку).

Специальную стружку изготовляют из низкосортной древесины, отходов лесопиления и фанерного производ­ства (рейка, горбыль, «карандаш»). Она имеет малые размеры и высокую однородность, поэтому плиты, полу­чаемые с ее применением, обладают высокими механи­ческими свойствами и наиболее гладкой поверхностью. В качестве связующего применяют фенолоформальде-гидные, мочевиноформальдегидные и мочевино-меламиновые смолы.

Плиты облицовывают с одной или двух сторон дре­весным шпоном, фанерой, бумагой, пленками и т. п. Об­лицованные плиты имеют более высокие механические показатели, ровную поверхность и хороший внешний вид.

Изготовляют древесно-стружечные плиты методом горячего прессования в этажных прессах или в специ­альном прессе непрерывного действия. В последнем слу­чае большинство древесных частиц укладывается волок­нами перпендикулярно плоскости плиты (на ребро), и изделия получаются менее прочными и более неоднород­ными.

Механические свойства плит ПС и ПТ зависят от плотности, вида и количества связующего, породы и раз­меров древесных частиц. Количество смолы принимают обычно до 10,%, а древесной стружки — около 90% массы. С увеличением содержания связующего прочность плит повышается, однако при этом значительно увели­чивается себестоимость изделия, так как стоимость свя­зующего составляет около 40—50 % стоимости всей плиты.

При водопоглощении древесно-стружечные плиты разбухают. Введение гидрофобных добавок снижает разбухание плит до 10%. Древесно-стружечные плиты обладают малой теплопроводностью и высокой звукоизо­ляционной способностью. Они хорошо поддаются обра­ботке на деревообрабатывающих станках. Их применя­ют в строительстве в качестве перегородок и для декора­тивной отделки стен и потолков.

В настоящее время разработаны древесно-стружеч­ные плиты, армированные металлической сеткой, кото­рые могут найти применение в некоторых видах строи­тельных конструкций.

Определение собственного веса конструкций.

Предварительное определение нагрузки от собствен­ного веса проектируемой несущей конструкции gc.B в за­висимости от ее типа, пролета I, постоянной gu и времен­ной рвр нормативных нагрузок производят по формуле

где   АР — грузовой   коэффициент,   который   может   быть   найден   по графику, приведенному на рис. VI. 1.

Значения Дс.в для некоторых типов плоскостных де­ревянных конструкций приведены в табл. VI.1.

После окончания разработки проекта конструкции, включая и составление спецификации, определяют уточ­ненное значение собственного веса конструкции gCB . Ес­ли ^св существенно превышает gc.B, то может потребо­ваться пересчет конструкции. Для запроектированной конструкции

Чем -меньше собственный вес конструкций, тем мень­ше затраты материалов. Однако необходимо отметить, что минимум собственного веса конструкции не может быть принят в качестве критерия для выбора экономиче­ски наиболее эффективных конструктивных решений и типов конструкций.

2.   КЛЕЕНЫЕ БАЛКИ. Рациональные области применения. Принципы расчета и конструирования

Дощатоклееные балки обладают рядом преимуществ перед другими составными балками; они работают как монолитные; их можно изготовить с поперечным сечением боль­шой высоты; в балках длиной более б м отдельные доски стыкуют по длине с помощью зубчатого шипа и, следовательно, балки не будут иметь стыка, ослабляющего сечение; в дощатоклееных балках можно рационально разме­щать доски различного качества по высоте. Слои из до­сок первого или второго сортов укладывают в наиболее напряженные зоны балки, а слои из досок второго или третьего сортов — в менее напряженные места. В доща-токлееных балках можно также использовать маломер­ные пиломатериалы.

Опыт применения дощатоклееных балок показывает, что их надежность зависит от качества склейки и тща­тельного соблюдения технологического процесса изготов­ления. Это возможно только в заводских условиях, в специальных цехах с необходимым оборудованием при качественной сушке пиломатериалов. .Работы по изго­товлению балок следует выполнять специально обучен­ным персоналом.

Для пролетов 6—24 м в качестве основных несущих конструкций применяют балки, склеиваемые из досок плашмя (рис. VI.18). Высоту балок принимаютв преде­лах Vs—'/12^ Ширину балок целесообразно, как правило, брать минимальной и определенной из условия опира-ния панелей покрытия и обеспечения монтажной жест­кости. Уклон верхней грани двускатных балок принима­ют в пределах 2,5—10 %.

Дощатоклееные балки, особенно с большим отноше­нием высоты к ширине поперечного сечения, подлежат проверке на устойчивость плоской формы деформирова­ния. В основном следует применять балки прямоуголь­ного поперечного сечения, как более технологичные при изготовлении. Дощатоклееные балки рассчитывают как балки цельного сечения.

Влияние на несущую способность балок размеров, формы поперечного сечения и толщины слоев учитывают коэффициентами условия работы. Нормальные напряже­ния определяют по формуле

Здесь коэффициент условия работы ms учитывает влияние раз­меров поперечного сечения, тсл — толщину слоев.

Значения коэффициента тб для дощатоклееных ба­лок разной высоты h приведены в пункте 3.2.д норм, зна­чения коэффициента тсл — в пункте 3.2.е норм.

В двускатных балках при равномерно распределен­ной нагрузке сечение с максимальным нормальным на­пряжением не совпадает с положением максимального момента. Это сечение находится из общего выражения для нормальных напряжений

Приравняв нулю выражение, полученное после диф­ференцирования, и сделав необходимые преобразования, найдем, что указанное сечение отстоит от опоры на рас­стоянии

Для балок прямоугольного сечения из пакета досок необходимо производить расчет на устойчивость плоской формы деформирования по формуле

где М — максимальный изгибающий момент на рассматриваемом участке /Р; Wgp — максимальный ыомс-нт сопротивления брутто на рассматриваемом участке 1Р.

Коэффициент фи для балок, щарнирно закрепленных от смещения из плоскости изгиба и закрепленных от по­ворота вокруг продольной оси, определяют по формуле

где IP — расстояние между опорными сечениями балки, а при закреп­лении сжатой кромки балки в промежуточных точках от смещения яз плоскости (прогонами, ребрами панелей) расстояние между этими точками; Ь — ширина поперечного сечения; h- — максимальная высо­та поперечного сечения на участке /р; Кф — коэффициент, зависящий от формы эпюры изгибающих моментов на участке 1р.

Устойчивость плоской формы деформирования балок двутаврового сечения следует рассчитывать в тех слу­чаях, когда

где b — ширина сжатого пояса поперечного сечения.

Расчет следует производить по формуле

где ф — коэффициент продольного изгиба из плоскости изгиба. сжа­того пояса; Re — расчетное сопротивление сжатию.

Для гнутоклееных балок (см, рис. VI. 18, в) при изги­бающем моменте М, уменьшающем их кривизну, следу­ет проверять радиальные растягивающие напряжения по формуле

где а0 — нормальное напряжение в крайнем волокне растянутой зо­ны; о1! — нормальное напряжение в промежуточном волокне сечения, для которого определяются радиальные растягивающие напряжения; hi — расстояние между крайним и рассматриваемым волокном; г — радиус кривизны линии, проходящей через центр тяжести эпю­ры нормальных растягивающих напряжений, заключенной между крайним и рассматриваемым волокном; /?рэо — расчетное сопротив­ление древесины растяжению поперек волокон.

Скалывающие напряжения проверяют в сечении с максимальной поперечной силой Q. Проверяют по обыч­ной формуле

где Q — расчетная поперечная сила; 5 — статический момент брутто сдвигаемой части поперечного сечения элемента; J — момент инер­ции брутто поперечного сечения элемента относительно нейтральной оси; b — ширина балки, а при двутавровом сечении — ширина стен­ки; 6 = 6ст; Яък — расчетное сопротивление скалыванию при изгибе для клееных элементов.

Если нагрузка приложена к нижнему поясу балок таврового или двутаврового сечения, обязательно дела­ют проверку на отрыв нижней полки по эмпирической формуле

где &ст — толщина стенки; с — ширина опирания нагрузки.

Кроме расчета на прочность балки должны быть про­верены на прогиб от нормативной нагрузки. Полный про­гиб балок может быть получен из общей формулы пере­мещений. Так как в балке, работающей на изгиб, нор­мальная сила отсутствует (Л/я = 0), для определения про­гиба будем иметь известную двучленную формулу

При равномерно распределенной нагрузке первый ин­теграл равен 54н/4/384£7, а второй A.(qfil2/SGF). Для ба­лок малой высоты, когда //й>20, второй интеграл, учи­тывающий влияние на прогиб касательных напряжений, не имеет большого значения и не учитывается. Однако, когда //й<20, что всегда имеет место в главных балках, для которых это отношение находится в пределах 8—12, второй интеграл дает значительное увеличение прогиба и его следует учитывать. Особенно это- относится к бал­кам двутаврового сечения.

Прогиб двускатных балок определяют с учетом пере­менного по длине момента инерции балок. Наибольший прогиб шарнирно опертых и консольных балок постоян­ного и переменного сечений с учетом влияния касатель­ных напряжений практически вычисляют по формуле

где /о — прогиб балки постоянного сечения высотой h без учете де­формаций сдвига; k — наибольшая высота сечения; I — пролет бал­ки; А — коэффициент, учитывающий влияние переменности высоты сечения, принимаемый 1 для балок постоянного сечения; с—коэф­фициент, учитывающий влияние деформаций сдвига от поперечной силы.

Значения коэффициентов k и с для основных расчет­ных схем балок приведены в табл. 3 прил 4 СНиП П-25-80.

Клеефанерные балки

Клеефанерные балки состоят из фанерных стенок и дощатых поясов. Поперечное сечение клее-фанерной балки может быть двутавровым или коробча­тым. Так как при этом пояса удалены от нейтральной оси, то материал в таких балках используется более эф­фективно.

Фанерная стенка помимо работы на сдвигающие уси­лия может воспринимать и нормальные напряжения (при условии, если волокна наружных шпонов расположены вдоль оси балки). Для лучшего использования несущей способности фанерной стенки целесообразно распола­гать фанеру так, чтобы волокна ее наружных шпонов были направлены вдоль оси балки. При продольном рас­положении волокон наружных шпонов модуль упругости фанеры примерно на 50 % больше, чем при поперечном их расположении, что предопределяет лучшее использо­вание фанеры на сжатие и растяжение при изгибе на ребро. Кроме того, продольное расположение волокон наружных шпонов позволяет стыковать фанеру «на ус». При поперечном расположении волокон этих шпонов стыки можно выполнять только, используя накладки, что менее надежно; к тому же накладки перекрывают "стык стенки лишь в чистоте между поясами и, таким образом, уменьшается момент инерции сечения в стыке.

Клеефанерные балки могут быть постоянной высоты, двускатными, а также с криволинейным верхним поясом (см. рис. VI. 19, б). Радиус кривизны верхнего пояса .кру­гового очертания определяют по уравнению окружности

где R — радиус кривизны верхнего пояса; hcp — высота балки в се­редине пролета; hK — высота балки на ее конце.

Одним из важных преимуществ клеефанерных балок с криволинейным верхним поясом по сравнению с дву­скатными является то, что они не имеют стыка в коньке и поэтому могут быть выполнены полностью безметаль­ными, что делает их более пригодными к применению в помещениях с агрессивной средой, в частности для хими­ческих производств.

Клеефанерные балки с плоской фанерной стенкой ре­комендуется использовать для пролетов до 15 м. Их вы­соту обычно назначают в пределах Vs—Vi2^ при этом следует учитывать стандартные размеры фанерных лис­тов. Толщину стенки принимают не менее 8 мм.

Специфическая особенность клеефанерных балок — наличие в них тонкой фанерной стенки, которая требует специальных мер для ее закрепления от потери устойчи­вости. Придание жесткости фанерной стенке можно обес­печить двумя способами: а) постановкой дощатых ребер

жесткости {см. рис. VI.19); б) устройством волнистой стенки (рис. VI,20). Для придания волнистости стенке на копировальном станке в досках пояса выбирают криво­линейные пазы клиновидного сечения, в которые на клею вставляют фанерную стенку.

Клеефанерные балки, так же как панели покрытия, рассчитывают с учетом различных модулей упругости древесины поясов и фанерной стенки по приведенным геометрическим характеристикам. Приведение осущест­вляют к материалу, в котором находят напряжения. При определении напряжений в поясах приведенные характе­ристики сечения вычисляют по следующим формулам:

где FH, /д, 5щ — соответственно площадь, момент инерция и стати­ческий момент поясов; РФ, /ф и S$ — соответственно площадь, мо­мент инерции и статический момент фанерной стенки; Р.$ — соответ­ственно' модуль упругости фанеры и древесины поясов.

3. Металлодеревянные фермы. Рациональные области применения. Принципы расчета и конструирования. Узлы.

4. Клееные арки. Расчет и конструирование. Узлы.

Дощатоклееные арки применяют кругового или стрельчатого очертания с затяжками или с непосредст­венным опиранием на фундаменты или контрфорсы. При наличии затяжек пролеты арок обычно не превышают 24 м, при опирании на фундаменты или контрфорсы про­леты зданий, осуществленных в СССР, достигали 63 м (здание летнего катка в Архангельске). За рубежом имеются отдельные примеры применения арок с проле­тами более 100 м.

Арки обычно склеивают из пакета досок прямоуголь­ного по высоте сечения, что менее трудоемко. При боль­ших пролетах может оказаться целесообразным приме­нение арок переменного по высоте сечения, принятого с учетом изменения момента по длине арки.

Дощатоклееные арки бывают двух- и трехшарнирны-ми (рис. VI.28). При пролетах до 24 м и ///=1/8—1/6 целесообразно применять двухшарнирные арки как бо­лее экономичные во всех случаях, когда возможна транспортировка криволинейных элементов арок. Кри­волинейные арки, как правило, делают с постоянным радиусом кривизны, так как изогнуть доски по окружно­сти легче. В дощатоклееных арках толщину слоев (досок после острожки) для удобства их гнутья целесообразно применять, как правило, не более 1/300 радиуса кривиз­ны и не более 33 мм.

Коньковый узел в трехшарнирных арках можно   вы­полнять с деревянными накладками на болтах, воспринимающими поперечную силу от временной нагрузки и обеспечивающими жесткость узла арки из ее плоскости. В случае, если распор воспринимается затяжкой, она вы­полняется из профильной или круглой стали.

Арки рассчитываются на нагрузки и воздействия в соответствии со СНпП П-6-74. В результате расчета арок определяют значения М, N, Q.

Нормальные напряжения в арках вычисляют по обычной формуле для сжато-изгибаемого стержня в се­чении с максимальным изгибающим моментом и соот­ветствующей ему нормальной силой:

где JV0 — значение сжимающей силы  в ключевом сечении  арки.

При отношении напряжений от изгиба к напряжени­ям от сжатия менее 0,1 производят расчет на устойчи­вость в плоскости кривизны арки по формуле

Расчетную длину арки /0 при определении ее гибкости принимают: а) при расчете на прочность по деформиро­ванной схеме:

для двухшарнирных арок при симметричной нагруз­ке /о = 0,355;

для трехшарнирных арок при симметричной нагруз­ке /о = 0,585;

для двухшарнирных и трехшарнирных арок при ко-сосимметричной нагрузке — по формуле

где  а — центральный  угол  полуарки,  рад;  5 — полная длина дуги арки.

Для трехшарнирных арок при расчете на несиммет­ричную нагрузку расчетную длину допускается прини­мать /о = 0,585. Для трехшарнирных стрельчатых арок с углом перелома в ключе более 10° при всех видах на­грузок /о = 0,55.

Расчет арок на устойчивость плоской формы дефор­мирования производят по формуле 111-39.

Клеевые швы проверяют на скалывание по формуле

где Q — расчетная поперечная сила в арке; S — статический момент; /—момент инерции; b — ширина арки; Р.сн — расчетное сопротив­ление скалыванию для клееных элементов.

Накладки в коньковом узле рассчитывают на попереч­ную силу при несимметричном загружении арки. Наклад­ки работают на поперечный изгиб. Изгибающий момент накладки (см. рис. VI. 28, г).

Усилия, действующие на болты (см. рис. VI .28, г):

)

Несущую способность болтов определяют с учетом направления сил поперек волокон; она должна быть больше действующих усилий А?ь Rz-

Крепление арки в опорных узлах рассчитывают на максимальную поперечную силу, действующую в этих узлах. В арках больших пролетов опорный и конько­вый узлы конструктивно сложнее. Их можно выполнить,

например, с помощью специальных элементов, состоя­щих из стальных пластинок, соединенных стержнем из круглой стали (рис. VI.29).

5. Рамы. Расчет и конструирование. Узлы.

Рамные конструкции отличаются от арочных своим очертанием, которое сильно влияет на распределение изгибающих моментов в пролете. При ломаном очерта­нии рамы в жестком карнизном узле при загружении как левой, так и правой половины рамы возникают мо­менты одного знака. В результате при загружении рамы по всему пролету угловые моменты сильно увеличивают­ся, что ограничивает длину пролетов, перекрываемых ра­мами, до 18—30 м.

Рамы могут воспринимать горизонтальные нагрузки, обеспечивая поперечную устойчивость здания без защем­ления стоек и без устройства жестких поперечных стен. Рекомендуется делать рамы трехшарнирными, так как в статически определимых системах не происходит пе­рераспределения усилий при деформировании под дли­тельно действующей нагрузкой, что обеспечивает соот­ветствие их расчетным усилиям.

Дощатоклееные гнутые рамы. Дощатоклееные гнутые рамы (рис. VI.30) выполняют трехшарнирными, что об­легчает их изготовление, транспортирование и монтаж. Криволинейность карнизных узлов достигается выгибом слоев (досок) по окружности при изготовлении рам. Ра­диус кривизны обычно невелик и составляет 2—4 м. 1ак как по условиям гнутья отношение радиуса кривизны к толщине слоя (Я/6) не может быть меньше 150, то тол­щина слоев для изготовления дощатоклееных гнутых рам после фрезерования будет составлять не более 1,Ь— 2,5 см. Следовательно, Дощатоклееные гнутые рамы бо­лее трудоемки в изготовлении, чем арки и требуют боль­шего расхода древесины и клея. Кроме того, расчетное сопротивление изгибу уменьшается умножением на ко­эффициент гнутья, меньший единицы.

Сечение рамы делают прямоугольным, а высоту се­чения—переменной по длине, что достигается уменьше­нием числа досок в пакете с внутренней стороны рамы. Постепенное плавное изменение высоты сечения (рис. VI 30 а) предпочтительнее с архитектурной точки зре­ния но технологически менее выгодно. Менее сложно и трудоемко изготовление дощатоклееных гнутых рам с применением ступенчатого изменения высоты сечения которые разработаны для пролетов 12 и 18 м. Рамы работают на сжатие и попереч­ный изгиб.

Дощатоклееные рамы из прямолинейных элементов.

Дощатоклееные рамы из прямолинейных элементов (рис. VI.33, а—VI.33, е) более технологичны, чем доща-токлееные гнутые рамы, так как на заводе собирают и склеивают из прямолинейных досок отдельно стойку и ригель каждой полурамы.

Наиболее сложным у рам П-образного очертания яв­ляется карнизный узел (соединение стойки с ригелем), где действует максимальный изгибающий момент.

Рамы пролетом 12 и 18 м иногда проектируют с кар­низным узлом, решенным с помощью косынок из фанеры марки ФСФ или лучше бакелизированной ' (рис. Vi.33, в). Фанерные косынки, приклеиваемые к стойке и ригелю, перекрывают стык, воспринимая нормальное усилие и изгибающий момент. Клеевой шов проверяют на скалы­вание.

Недостаток такого решения — возможность разруше­ния клеевого шва при усушке и разбухании пакета до­сок, приклеенного к фанерной косынке больших разме­ров. В последнее время шире применяют соединение стойки с ригелем на зубчатый шип (рис. VI.33,г).

Более надежны рамы из прямолинейных элементов с ригелем, имеющим консоли и опирающимся шарнирно на стойки и подкосы (рис. VI.33, д, е). Элементы таких рам работают как сжато-изгибаемые стержни и должны быть рассчитаны на действующие в сечениях нормаль­ные усилия, изгибающие моменты и поперечные силы.

Получили применение в строительстве рамы с соеди­нением ригеля в карнизном узле на зубчатый шип. Рас­чет этих рам производят на прочность и устойчивость плоской формы деформирования.

Клеефанерные рамы (рис. VI.36) в поперечном сече­нии могут быть двутавровыми или коробчатыми. Фане­ру, как и у клеефанерной балки, лучше располагать так, чтобы волокна рубашек были параллельны оси рамы. Карнизный узел решают с применением стальных на­кладок (рис. VI.36, б) или с помощью специальных гну-токлееных фанерных вставок1, являющихся закруглен-

ным продолжением прямолинейных поясов ригеля и стойки {рис. VI.36, s). Гнутоклееные фанерные вставки соединяют с прямолинейными досками поясов рамы зуб­чатым шипом. Стыки располагают вразбежку.

Испытания клеефанерных рам выявили необходи­мость проверки фанерной стенки на главные напряже­ния. Для приближенного расчета можно проверить проч­ность фанерной стенки сравнением расчетного сопротив­ления фанеры под углом 45° к направлению волокон t/?4s) с главными напряжениями

где и, т —нормальное и касательное напряжения в стенке на уров­не внутренней кромки сжатого пояса.

Клеефаыерные рамы следует рассчитывать не только по прочности, но и по деформациям. При расчете анало­гично клеефанерным балкам принимают приведенные геометрические характеристики сечения.

6. Классификация и область применения различных видов соединений ДК. Соединение из лобовой врубке. Принцип расчета и конструирования.

При контактных соединениях деревянных элементов подразумеваются соединения, в которых усилия от одного элемента другому передаются через их соответственно обработанные и опиленные контактные поверх­ности. Дополнительно поставленные в таких соединени­ях рабочие связи несут обычно функции фиксации от­дельных элементов или служат аварийными связями, включающимися в работу при разрушении соединений.

При контактных соединениях деревянных элементов в местах примыканий между собой и с элементами из других строительных материалов решающим оказывает­ся работа древесины на смятие.

Значительным преимуществом решения соединений деревянных элементов простым опиранием одних на дру­гие является незначительное влияние на их работу де­формаций древесины при колебаниях температурно-влажностного режима в период эксплуатации конструк­ции, особенно если силы сжатия соединяемых деревян­ных элементов направлены вдоль волокон.

Контактные соединения со сжатием перпендикулярно к волокнам встречаются в соединениях стоек в местах примыканий к горизонтальным ригелям, опираний про­гонов, балок, ферм на стены и т. д. (рис. IV. 3, а, б). В этих случаях расчет соединения сводится к определе­нию проверки напряжений смятия по контактным поверхностям в деревянном элементе,   в котором   силы сжатия приложены перпендикулярно к волокнам, и срав­нению их с соответствующим расчетным сопротивлени­ем. Поскольку сопротивление древесины на смятие по­перек волокон незначительно, то при действии больших усилий часто приходится увеличивать опорные площад­ки или контактные поверхности соединяемых элемен­тов.

Площадка контакта и распределение усилий сжатия на большую поверхность может быть увеличена с по­мощью подкладок из твердых пород древесины, имеющих повышенное сопротивление смятию поперек волокон (рис. IV.3, в) или подкладки из металлических профи­лей (рис. IV.3, е), а также деревянными вставками в опорные части стоек (рис. IV.3, д).

Если опорную площадь нельзя увеличить по каким-то конструктивным соображениям, то для поднятия сопро­тивляемости древесины смятию в этой части применяют различные накладки, например, из фанеры, прикрепляе­мые к боковым граням нагелями или клеями (рис. IV.4, а). Эффект повышения сопротивляемости смятию в этом случае достигается не столько вследствие увеличе­ния площади опирания, сколько передачей и распреде­лением усилий с помощью накладок на большую глуби­ну элемента.

Заслуживает внимания и дальнейшей проработки предложенный в нашей стране вариант усиления кле­еных балок в опорной части (рис. IV.4, 6"). Суть этого метода состоит в том, что в опорной части дощатокле-еных балок большого поперечного сечения выпиливается уголок под углом 45°, затем после разворота на 90° вкле­ивается обратно. Этим достигается по контактной по­верхности балки с опорной частью максимальное сопро­тивление древесины смятию (вдоль волокон) и при про­верке шва по месту склеивания применяется расчетное сопротивление смятию под углом 45°.

Контактные соединения деревянных элементов с дей­ствием сил вдоль волокон имеются, например, при нара­щивании стоек по длине (рис. IV.5). В этом случае со­противление смятию вдоль волокон максимально и сов­падает с сопротивлением сжатию вдоль волокон. Однако при этом возникает опасность взаимопроникновения деревянных элементов из-за того, что более плотные слои древесины в одном элементе совпадают с менее плотными в другом. В результате этого может произойти дефор­мация древесины в торцах.

Концы соединяемых элементов должны быть точно совмещены и приторцованы. Чтобы предотвратить сме­щение концов элементов, устанавливают цилиндрические нагели в торцах или боковые накладки (см. рис. IV.5).

Поскольку размеры поперечного сечения сжатых сто­ек принимают из расчета на продольный изгиб, этой площади бывает вполне достаточно для восприятия на­пряжений смятия вдоль волокон, поэтому расчет торцов элемента на смятие при передаче усилий по всей площа­ди поперечного сечения обычно не проводят.

Работа древесины в местах соединения по контакт­ным поверхностям на смятие под углом возникает в соединениях деревянных элементов, находящихся под раз­личными углами, например стык наклонных деревянных элементов (рис. IV.6). В этих случаях древесину по кон­тактной поверхности проверяют на смятие под углом.

Боковые накладки или различные вкладыши между соединяемыми элементами служат для фиксации элемен­тов и восприятия поперечных сил. Соединение наклон­ных сжатых деревянных элементов с горизонтальными растянутыми элементами без рабочих связей осуществ­ляют чаще на врубках, конструкция и работа которых будет рассмотрена в последующих параграфах.

Лобовая врубка. Врубкой называют соединение (рис. IV.7), в котором усилие элемента, работающего на сжатие, передается другому элементу непосредственно без вкладышей или

иных рабочих связей. За этим видом соединения сохра­нилось старое название «врубка», хотя в настоящее время врезки и гнезда выполняют не топором, а электро-, или мотопилой, цепнодолбежником.

Основной областью применения врубок являются уз-ловые соединения в брусчатых и бревенчатых фермах, в том числе в опорных узлах примыкания сжатого верхне­го пояса к растянутому нижнему поясу.

Соединяемые врубкой элементы деревянных конст­рукций (д. к.) должны быть скреплены вспомогательны­ми связями — болтами, хомутами, скобами и т. п., кото­рые следует рассчитывать в основном на монтажные на­грузки.

Лобовая врубка может утратить несущую способ­ность при достижении одного из трех предельных состо­яний: 1) по смятию площадки упора FCK^ 2) по скалы­ванию площадки FC*', 3) по разрыву ослабленного вруб­кой нижнего пояса.

Площадь смятия определяют глубиной врубки Лвр, которая ограничивается нормами Лвр^ЛбР/3, где Абр — высота растянутого элемента. При этом несущая способ­ность врубки из условия разрыва растянутого элемента в ослабленном сечении при правильном центрировании узла всегда обеспечивается с избыточным запасом проч­ности. Решающее значение имеет как правило несущая способность врубки, исходя из условий скалывания.

Согласно СНиП 11-25-80, лобовую врубку на скалы­вание рассчитывают определением среднего по длине площадки скалывания напряжения сдвига по формуле

где ^ек — расчетное сопротивление древесины скалыванию для мак­симального напряжения; /ск— расчетная длина плоскости скалыва­ния, принимается не более 10 глубин врезки в элемент; е — плечо сил сдвига, принимаемое 0,5/1 при расчете элементов с несимметрич­ной врезкой в соединениях без зазора между элементами (см. рис. IV-7) и 0,25Л при расчете симметрично загружаемых элементов с симметричной врезкой; $— коэффициент, принимаемый 0,25. Отно­шение  должно быть не менее 3.

Однако выполненный анализ сложного напряженного состояния, возникающего по плоскости скалывания1, по­казал, что вышеприведенная формула СНиП 11-25-80 приемлема только для угла а —45°. А для угла а = 30°, при котором несущая способность врубки повышается, формула СНиП не верна и должна быть заменена дру­гой;

В результате анализа установлено, что с увеличением глубины врубки при постоянной длине плоскости скалывания снижается коэффициент концентрации напряжений сдвига и уменьшаются напряжения сжатия поперек волокон в начале плоскости скалывания. Выяв­лена зависимость коэффициента концентрации напряжений сдвига ^max/^сред от отношения 1ск/е и от угла смятия а (табл. IV.2). На основе данных, приведенных в табл. IV.1, можно сделать следующие выводы:

1)   чем больше отношение длины плоскости скалыва­ния к е, тем больше коэффициент концентрации напря­жений сдвига;

2)  чем меньше угол а, тем меньше коэффициент кон­центрации напряжений сдвига;

3) чем больше нормальная к плоскости сдвига составляющая, тем выше значение концентрации напряже­ний сдвига.

При этом необходимо отметить, что нормальные к плоскости сдвига напряжения сжатия поперек волокон повышают сопротивление скалыванию вдоль волокон1.

7. Основные формы пространственных ДК, их достоинства и недостатки. Кружально-сетчатые своды. Купольные покрытия являются самой распространен­ной формой пространственных конструкций, в том числе из древесины, фанеры, пластмасс. Будучи одним из наи­более экономичных видов оболочек на круглом или мно­гоугольном плане, они получили широкое распростране­ние в гражданском, промышленном и сельскохозяйствен­ном строительстве. Очертание куполов зависит от архитек­турных и технологических требований, вида материала, типизации элементов, простоты изготовления, транспор­тировки и монтажа конструкций. Купольные оболочки из пластмасс имеют диаметр от одного метра (свето­вые фонари) до 50—60 м (сферы укрытия антенных уст­ройств). При усилении пластмассовых куполов деревян­ными или металлическими ребрами их пролеты могут превышать 100 м. Купола из клеефанерных элементов достигают диаметра 90 м. Известные к настоящему вре­мени возведенные деревянные купола достигают пролета 153 и 162 м, а покрытие над стадионом, разработанное фирмой «Вайерхозер» (г. Такома, США) в форме реб­ристого купола с сетчатым заполнением из клееной дре­весины и фанеры, запроектировано диаметром 257 м.

Классифицировать купола покрытия можно по самым различным признакам. По материалу — из древесины, фанеры, пластмасс и их сочетаний. По конструктивному решению — тонкостенные купола-оболочки, ребристые купола, ребристо-кольцевые, ребристо-кольцевые купола с решетчатыми связями, сетчатые. По форме поверхно­сти, получаемой вращением образующей вокруг верти­кальной оси, купола могут быть сферического очерта­ния, эллиптического, конического, в форме гиперболоида вращения и т. д. Пластмассовые купола часто проекти­руют из волнистых (лотковых) и складчатых элементов.

Основными нагрузками, действующими на купольное покрытие, являются: собственный вес конструкции, сне­говой покров, технологическая нагрузка от массы обору­дования и приспособлений; для подъемистых куполов — ветровая нагрузка.

Методика расчета купольных покрытий зависит от типа оболочки и вида нагрузки — осесимметричной и неосесимметричной. К первой, как правило, относится собственный вес конструкции; как вариант — масса сплошного снегового покрова и симметрично подвешен­ного оборудования. Ко второй — ветровая нагрузка; как вариант — односторонняя снеговая и масса несимметрич­но расположенного оборудования.

Оболочка купола считается пологой, если отношение стрелы подъема купола к его диаметру не превышает 1/5. При отношении стрелы подъема купола к его диа­метру не более 1/4 ветровой напор создает на поверхно­сти купола отсос, который разгружает купол и при до­статочном собственном весе покрытия может не учиты­ваться. Однако легкие пластмассовые купола необходимо проверять расчетом на действие отсоса ветра.

Конструкции кружально-сетчатых сомкнутых сводов. Купол из сомкнутых сводов образует в плане правиль­ный многоугольник и состоит из одинаковых секторов (рис. IX.36 и IX. 37), являющихся частью цилиндричес­кого свода. Смежные секторы сомкнутого свода соеди­няются между собой специальными ребрами, называе­мыми гуртами. Шаг сетки с, угол т|з между косяками и угол а между нижними ребрами косяков и образующей свода пришагают такими же, как в цилиндрических кру-жально-сетчатых сводах.

Косяки, примыкающие к гуртам, соединены с ними «по месту». Гурт имеет эллиптическое очертание, кото­рое при f^.LJ5 может быть практически заменено ок­ружностью, построенной по трем точкам — одна посере­дине и две по концам гурта. Для покрытий, особенно где косяки сетки клееные, целесообразно гурты выполнять также клееными — либо из стандартных косяков, как кружальные арки, либо из пакета гнутых досок, как клееные арки.

Нижнее распорное кольцо, имеющее очертание пра­вильного многоугольника, может быть из стали или же­лезобетона либо металлодеревянньш из горизонтальных шпренгельных ферм, где изгибающие моменты воспри­нимаются деревянным поясом, а замкнутая многоуголь­ная схема металлических шпренгелей воспринимает растягивающие усилия от распора. Верхнее сжатое коль­цо решают обычно по принципу многослойной кружаль­ной арки.

Представляет интерес разновидность сомкнутого сет­чатого свода, разработанного в США для пролета 257м {рис. IX.38). Проект этого свода предусматривает ис­пользование его для покрытия стадионов в городах Портленде, Филадельфии, Детройте и Новом Орлеане. Стрела подъема этого покрытия 76 м. Гурты клееные, переменного коробчатого сечения. Максимальная высо­та сечения 334 см. Верхний пояс представляет собой па­кет шириной 91 см, а нижний пояс состоит из двух па­кетов шириной по 36 см. Высота поясов одинаковая и равна 61 см. Устойчивость стенок гурта, выполненных из фанеры толщиной 76 мм, обеспечивается изнутри ребра­ми жесткости. Нижнее распорное кольцо полое клееное. Внутри кольца проходят предварительно напряженные стальные тросы. Ромбическая сетка между гуртами вы­полнена из клееных косяков. По сетке уложены клеефа-нерные панели, которые имеют размеры и формы, соот­ветствующие ромбовидной ячейке. Кровля — из листов алюминиевого сплава. Это купольное покрытие было принято для строительства, как самое экономичное по сравнению с вариантами из других строительных мате­риалов.

8. Тонкостенные и ребристые купола-оболочки из древесины и пластмасс.

По характеру работы к этой конструктивной схеме ближе всего относятся пластмассовые гладкие купола-оболочки однослойные, двух- и трехслойные. Однослой­ные пластмассовые купола изготовляют из полиметилме-такрилата (органическое стекло), полиэфирного стекло­пластика (чаше всего светопрозрачного) и пенопласта (пенополистирол и др.). Трехслойные купола-оболочки общей толщиной от 15 до 50 мм имеют стеклопластико-вые обшивки толщиной до 3 мм и средний слой из пено-полистирола, пенополиуретана, пенополивинилхлорида, пенофенопласта, сотопласта и просто воздушной про­слойки. Двухслойные оболочки состоят из наружного стеклопластиковсго слоя и внутреннего пенопластового.

Диаметр и толщина однослойных куполов из полиме-тилметакрилата соответственно достигают 10 м и 20 мм; из стеклопластика—9 м и 6 мм; из пенопласта—24 м и 200 мм. Трехслойные купола возводят диаметром до 25 м с общей толщиной оболочки до 50 мм.

Параметры двухслойных куполов аналогичны одно­слойным стеклопластиковым, так как внутренний пено­пластовый слой в основном выполняет функцию утепли­теля.

Интересным примером трехслойного пластмассового купола является покрытие выставочного павильона в г. Бергамо (Италия) (рис. IX.25). Диаметр купола 25 м, высота подъема 9 м, общая толщина оболочки 50 мм емыми к ребрам болтами, глухарями или зубчатыми шпонками. При значительных поперечных усилиях при­меняют сварные металлические башмаки.

Верхнее кольцо изготовляют металлическим или де­ревянным. Деревянные кольца могут быть клееными или кружальными на гвоздях. Диаметр верхнего кольца при­нимают таким, чтобы к нему беспрепятственно примыка­ло требуемое количество меридианных ребер. Отверстие кольца часто используют как световой или аэрационный фонарь.

Нижнее опорное кольцо воспринимает распор мери­дианных ребер и работает на растяжение. Оно может быть железобетонным, деревянным или металлическим в зависимости от уровня опирания купола и вида ниж-нях опорных конструкций (железобетонные фундаменты, металлические или деревянные стойки и т. д.). Концы ребер должны быть заанкерены в опорном кольце, а по­следнее надежно соединено с нижележащими конструк­циями.

Кольцевые настилы воспринимают усилия, действую­щие в кольцевом направлении оболочки. В нижней части купола, где могут возникать растягивающие кольцевые усилия, кольцевой настил выполняют из двух слоев до­сок. Нижний укладывают непосредственно на меридиан­ные ребра, верхний — перекрывает стыки нижнего, сдви­гаясь относительно их на половину длины доски. Оба слоя прибивают гвоздями. Доски не выкружаливают и поэтому между ними образуются зазоры. Вместо досок можно применять склеенные по длине плети брусков. В этом случае настил может быть одинарным, стыки пле­тей располагаются вразбежку и соединяются гвоздями через меридианное ребро или смежные бруски. Толщину досок кольцевого настила принимают 19—25 мм. В верх­ней части купола, где действуют сжимающие кольцевые усилия, настил выполняют из одного слоя досок (брус­ков) толщиной, равной двойному нижнему кольцевому настилу.

Косой настил воспринимает сдвигающие усилия, ко­торые возникают при несимметричной нагрузке на купрл. Он состоит из одного слоя досок толщиной 16—25 мм, укладываемого сверху кольцевого настила от одного ме­ридианного ребра к другому, под углом около 45°, обра­зуя на поверхности купола елочку.

Купола-оболочки могут быть выполнены из крупно­панельных клеефанерных элементов, что значительно снижает трудоемкость возведения покрытия.

Деревянные тонкостенные купола-оболочки собирают с помощью лесов.

Ребристые купола — одна из первых конструктивных схем купольных покрытий, состоящая из отдельных, по­ставленных радиально плоскостных несущих криволи­нейных или прямолинейных ребер, опирающихся в верх­нее и нижнее опорные кольца или фундаменты (рис. IX.28). Ограждающая часть покрытия, уложенная по верхним граням ребер, образует поверхность купола. По­крытие состоит из дощатых щитов или настила по коль­цевым прогонам, клеефанерных или стеклопластиковых панелей.

Несущие меридианные деревянные ребра постоянно­го или переменного сечения могут быть выполнены в виде полуарок (поверхности положительной гауссовой кри­визны) или прямолинейных элементов (конические купо­ла) из клееной древесины, фанеры или досок со сплош­ной или сквозной стенкой на гвоздях, а иногда из ферм. Несущие ребра увеличивают жесткость купола, позволя­ют воспринимать сосредоточенные нагрузки от оборудо­вания, способствуют приданию оболочки проектной фор­мы при возведении и облегчают монтаж покрытия. Вы­соту поперечного сечения ребер принимают в пределах 1/50—1/75 диаметра купола. Ребра устанавливают по нижнему опорному кольцу с шагом 4,5—6 м. Для обес­печения устойчивости ребер из плоскости и повышения общей жесткости покрытия между двумя соседними реб­рами купола устанавливают связи. Количество пар ре­бер, соединенных связями, принимают не менее трех. Чаще всего ребра соединяют попарно по всему покры­тию.

Дощатый настил укладывают по прогонам в два слоя — продольный и косой.

Верхнее сжатое кольцо (круглое или многоугольное) в отличие от кольца тонкостенных куполов-оболочек проектируют более жестким, учитывая его работу на изгиб и кручение, так как два ребра, расположенные в одной диаметральной плоскости, работают как арочная конст­рукция, прерванная в коньковом шарнире кольцом. При большом диаметре верхнее кольцо для повышения его жесткости и устойчивости раскрепляют внутренними рас­порками. Нижнее опорное кольцо как в тонкостенных ку­полах может быть круглого или многоугольного очерта­ния из железобетона, металла или древесины. Соедине­ние ребер с верхним и нижним кольцами осуществляется шарнирно.

9-15. Требования, предъявляемые к клеям для несущих конструкций

Равнопрочность, монолитность и долговечность кле­евых соединений в деревянных конструкциях могут быть достигнуты только применением водостойких конструк­ционных клеев. Долговечность и надежность клеевого соединения зависят от устойчивости адгезионных свя­зей, вида клея, его качества, технологии склеивания, эк­сплуатационных условий и поверхностной обработки до­сок.

Клеевой шов должен обеспечивать прочность соеди­нения, не уступающую прочности древесины на скалы­вание вдоль волокон и на растяжение поперек волокон. Прочность клеевого шва, соответствующую прочности древесины на растяжение вдоль волокон, пока еще не удается получить, поэтому в растянутых стыках пло­щадь склеиваемых поверхностей приходится увеличи­вать примерно в 10 раз косой срезкой торца на ус или на зубчатый шип.

Плотность (беспустотность) контакта клеящего ве­щества со склеиваемыми поверхностями должна созда­ваться еще в вязкожидкой фазе конструкционного клея, заполняющего все углубления и шероховатости, благода­ря способности смачивать склеиваемую поверхность. Чем ровнее и чище остроганы склеиваемые поверхности и чем плотнее они прилегают одни к другим, тем полнее моно­литность склеивания, тем равномернее и тоньше клее­вой шов. Деревянная конструкция, монолитно склеенная из сухих тонких досок, обладает значительными преи­муществами перед брусом, вырезанным из цельного бревна, но для реализации этих преимуществ необходи­мо строгое соблюдение всех условий технологии инду­стриального производства клееных деревянных конст­рукций.

После отверждения конструкционного клея от сфор­мировавшегося клеевого шва требуется не только рав-иопрочность и монолитность, но и водостойкость, тепло­стойкость и биостойкость. При испытаниях разрушение опытных образцов клеевых соединений должно проис­ходить в основном по склеиваемой древесине, а не по клеевому шву (с разрушением внутренних, когезиоиных связей) и не в пограничном слое между клеевым швом и склеиваемым материалом (с разрушением погранич­ных, адгезионных связей).

Виды клеев. Клеевые содинения применялись давно, главным об­разом в столярных изделиях. В начале XX в. в Швей­царии, Швеции и Германии стали применять несу­щие деревянные конструкции, соединенные на казеино­вом клее. Некоторые из этих деревянных конструкций, надежно защищенные от увлажнения, сохранились до наших дней. Однако в полной мере удовлетворить тре­бованиям, предъявляемым к соединениям элементов не­сущих конструкций современных капитальных сооруже­ний, белковые клеи животного и тем более растительно­го происхождения не могли.

Решающее значение для современного индустриаль­ного производства клееных деревянных конструкций на новой технологической базе имеет развитие химии поли­мерных материалов и производства синтетических кле­ев. Синтетические полимерные материалы с запланиро­ванными свойствами позволяют обеспечить требуемые прочность и долговечность клеевых соединений. Поиск оптимального ассортимента конструкционных клеев . и соответствующих режимов поточного производства кле­еных конструкций продолжается, но уже сейчас имеется

набор синтетических клеев, которые позволяют соеди­нять деревянные строительные детали не только с дере­вом, но и с синтетическими полимерными материалами н даже с металлическими деталями.

В отличие от казеиновых и других белковых клеев синтетические конструкционные клеи образуют прочный водостойкий клеевой шов в результате реакции поли­меризации или поликонденсации. В настоящее время в основном применяют резорциновые, фенольно-резорци-новые, алкилрезорциповые, фенольные клеи. Согласно СНиП 11-25-80, выбор типа клея зависит от температур-но-влажностных условий, при которых будут эксплуа­тироваться клееные конструкции.

Эластичность и вязкость клеевого шва особенно важ­на при соединении деревянных элементов с металличес­кими, фанерными, пластмассовыми и другими конструк­ционными элементами, имеющими температурные, уса­дочные и упругие характеристики. Однако использование эластичных каучуковых клеев в напряженных соеди­нениях как правило недопустимо из-за недостаточной прочности таких соединений и чрезмерной ползучести их при длительном нагружении.

Чем суше и тоньше склеиваемые доски, тем меньше опасность образования в них трещин. Если усушечное коробление недосушенных досок произойдет еще до от­верждения клеевого шва, но после прекращения давле­ния пресса, то склеивание будет необратимо нарушено, хотя возможно, что этот брак обнаружится лишь позд­нее, когда трещина раскроется по клеевому шву.

Клеем на основе синтетических смол обрабатывают кромки фанерных листов. Толщину их выбирают в зави­симости от диаметра нагеля и из условий работы фане­ры на смятие в гнезде.

Последние располагают обычно так, чтобы направле­ние волокон наружных слоев фанеры совпадало с на­правлением волокон соединяемого элемента, в котором действуют большие усилия, или этот угол составлял 45°. Следует отметить недостаточную изученность вопроса применения фанерных узловых пластинок.

Развитие нагельных соединений с пластинками в уз­лах привело к появлению нагельных пластин. Одними из первых стали применяться для узловых соединений кон­струкций с одной или двумя ветвями нагельные пластин­ки системы Мениг. Пластинки этой систе­мы изготовляют из пенопласта толщиной 3 мм и слоя синтетической смолы, усиленной стекловолокном толщи­ной 2 мм. В этой пластинке закреплены сквозные обоюдо­острые нагели диаметром от 1,6 мм и длиной по каж­дую сторону пластинки от 25 мм и более. Толщина сое­диняемых деревянных элементов может достигать 80 мм. .

Нагельные пластинки устанавливают между соединя­емыми деревянными элементами. При запрессовке слой пенопласта сжимается и служит контролем для равно­мерной запрессовки нагелей в оба соединяемых эле­мента.

По своей работе соединения на нагельных пластинках могут быть сравнены с работой гвоздевых соединений. Несущая способность соединений на пластинках типа «Мениг» составляет 0,75—1,5 Н на 1 мм2 контактной по­верхности.

10.  ПНЕВМАТИЧЕСКИЕ СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИИ. Пневматические строительные конструкции покрытий по характеру работы очень близки к пространственным .висячим и тентовым мембранам. Оболочки этих конст­рукций, изготовленные из тканых материалов, способны стабилизировать свою форму только при наличии пред­варительного напряжения. В отличие от тентовых мем­бран, где предварительное напряжение создается меха­ническим путем, пневматические конструкции реализуют предварительное напряжение вследствие разности давле­ния (избыточного или вакуума) в подоболочечном и ок­ружающем конструкцию пространстве.

Возникнув в конце сороковых годов нашего столетия благодаря успехам химии полимеров, пневматические конструкции сразу вступили в полосу своего бурного раз­вития, подготовленную высоким уровнем техники и тех­нической культуры производства.

Среди преимушеств пневматических конструкций сле­дует отметить малый собственный вес, высокую мобиль­ность, быстроту и простоту возведения, возможность пе­рекрытия больших пролетов, высокую степень заводской готовности и др.

Пневматические строительные конструкции в зависи­мости от характера работы обычно разделяются на две самостоятельные группы — пневмокаркасные (надувные) и воздухоопорные (рис. IX.47). Пневмокаркасные кон­струкции— это надувные стержни или панели, несущая способность которых (сопротивление сжатию, изгибу, кручению) обеспечивается повышенным давлением воз­духа в замкнутом объеме элемента. Большое внутреннее давление воздуха (до 150 кПа) требует высокой степени герметичности и прочности материала. Это же условие ограничивает пролет конструкций, который с учетом эко­номической целесообразности для рядовых сооружений не превышает 15—16 м. Стоимость пневмокаркасных конструкций в 3—5 раза выше, чем воздухоопорных. Эти недостатки сдерживают их применение и серийный выпуск конструкций до сих пор в мире не налажен.

Основным достоинством пневмокаркасных   конструк­ций является отсутствие избыточного давления   воздуха в эксплуатируемом пространстве и, как следствие этого, потребности в процессе шлюзования. Пример неординар­ных пневмокаркасных конструкций — павильон Фудзи (рис. 1Х.48) и покрытие пневматического плавучего те­атра (рис. IX.49) на ЭКСПО-70 в г. Осаке.

 Принципы расчета пневматических конструкций. Проектирование строительных пневматических кон­струкций включает решение следующих задач: 1) на­хождение оптимальной формы оболочки; 2) установле­ние характера и величины силового воздействия; 3) вы­яснение физико-механических свойств материалов обо­лочек и обоснование расчетных сопротивлений; 4 ) выяв­ление перемещений оболочки под действием нагрузок; 5) определение напряженно-деформированного состоя­ния оболочки.

Эти задачи, общие для всех конструкций, примени­тельно к пневматическим оболочкам требуют специаль­ного подхода.

Формальным признаком оптимальной формы оболоч­ки может служить состояние равнонапряженности во всех направлениях по ее поверхности. К таким поверхностям можно отнести мыльную пленку. Однако найденные та­ким образом формы будут оптимальными только для воздействия внутреннего давления. При действии любой другой нагрузки это условие будет сразу нарушено и может привести к появлению на поверхности оболочки морщин и складок либо повышению расчетных усилий до уровня расчетных сопротивлений материала. Поэтому учет реальных условий работы оболочки требует анали­за ее напряженно-деформированного состояния и коррек­ции формы поверхности образованной мыльной пленки..

Основными нагрузками на пневматическую конструк­цию является избыточное давление, ветровые и снеговые воздействия. Влияние собственного веса оболочки, ввиду его малости по сравнению с другими нагрузками, обычно не учитывают. Однако в некоторых случаях при небольшом давлении под оболочечным пространством собственный вес может значительно влиять на очертание контура оболочки. Так, при отношении избыточного дав­ления Р к собственному весу оболочки g, равному />/£:= 4...5, форма поперечного сечения оболочки отлича­ется от круговой заметно, а при P/g = 2...3 — значитель­но. Распределение избыточного внутреннего давления на оболочку показано на рис. IX.51, а.

Для расчета пневматической конструкции на ветро­вое воздействие необходимо выявить картину обтекания оболочки потоком воздуха, выраженную в эпюре рас­пределения ветрового давления по ее поверхности. Пока еще это не удалось сделать с достаточной точностью.

13. Расчет сжато изгибаемых и растянуто изгибаемых элементов ДК.

В растянуто-изгибаемых элементах кроме изгибаю­щего момента действует центрально-приложенное уси­лие, которое растягивает стержень (рис. ШЛО), т. е. на­правлено в обратную сторону по сравнению со сжато-изгибаемым элементом. Поэтому после прогиба стержня, вызванного изгибающим моментом, нормальное усилие будет создавать дополнительный момент противополож­ного знака и таким образом уменьшать основной мо­мент. Так как на деревянные элементы при растяжении сильно влияют пороки древесины, снижая их прочность, то растянуто-изгибаемые элементы рассчитывают в за­пас прочности без учета дополнительного момента от продольных сил при деформации стержня по формуле

где FHT — площадь сечения нетто; RP, Кя ~ расчетные сопротивления растяжению и изгибу.

При определении WHT ослабления, расположенные на участке элемента длиной 20 см, совмещаются в одно се-

чение. Не учитывается уменьшение прогиба от дополни­тельного момента также при проверке элемента по вто­рому предельному состоянию.

Сжато-изгибаемыми элементами называются такие, на которые действует изгибающий момент и централь­но приложенное продольное сжимающее усилие. Изги­бающий момент может создаваться; а) внецентренно приложенной сжимающей силой и тогда элемент назы­вают внецентренно сжатым или б) поперечной нагруз­кой. При расчете сжато-изгибаемых деревянных стерж­ней применяют теорию краевых напряжений, предложен­ную проф. д-ром техн. наук К. С. Завриевым. В соответст­вии с этой теорией несущая способность стержня счита­ется исчерпанной в тот момент, когда краевое напряжение сжатию делается равным расчетному сопротивлению.

Эта теория менее точная, чем теория устойчивости, однако она дает более простое решение и поэтому при­нята в действующих нормах проектирования СНиП П-25-80.

Так как жесткость стержня не является бесконечной, то он под влиянием изгибающего момента прогибается.

При этом центрально приложенная сжимающая сила теперь уже будет иметь эксцентриситет, равный дефор­мации стержня от момента, и таким образом создаст дополнительный момент (рис. III.8). Появление допол­нительного момента от нормальной силы увеличит де­формацию стержня, что приведет к еще большему воз­растанию дополнительного момента. Такое наращивание дополнительного момента и прогибов будет некоторое время продолжаться, но затем затухнет.

Полный прогиб стержня и уравнение кривой неизве­стно, поэтому непосредственно по формуле краевых на­пряжений нельзя найти эти напряжения:

где Мц — изгибающий момент от поперечной нагрузки; у — деформа­ция стержня.

Полный изгибающий момент стержня

Так как в двух написанных уравнениях есть три неиз­вестных ас, у, Мх, то следует найти еще одно уравнение. Всякую кривую можно аналитически выразить в виде ряда, который при этом должен быть быстро сходящим­ся и удовлетворять краевым значениям. Таким является тригонометрический ряд

Геометрическая интерпретация ряда показана на рис. III.9. Как видно, ft есть максимальная ордината кривой каждого члена ряда.

При симметричной нагрузке первый член ряда дает точность, равную 95—97 %. Для упрощения решения бу­дем считать нагрузку симметричной. Тогда можно огра­ничиться только первым членом ряда

Однако третье уравнение принесло четвертое неизвест­ное /1. Поэтому вспомним строительную механику, где было показано, что вторая производная у" уравнения кривой деформирования равна изгибающему моменту, деленному на жесткость с обратным знаком, т. е.

Тогда после дифференцирования уравнения кривой по­лучим

Приравняв значения (Ш.31) и (Ш;30) получим

Теперь значение Мх из (111.32) и у из (111.29) под­ставим в выражение (111.28) и после преобразования имея в виду, что n2EJ/t2=NKp, a sin (я*//) при х = 1/2, где при симметричной нагрузке будет находиться мак­симальная ордината прогиба ym^=fi, равен единице, получим, что

Найденная зависимость позволяет решить вопрос об определении напряжений.

3. Конструкция ферм

Многоугольные брусчатые фермы относятся к метал-лодеревянным сборным конструкциям заводского изго­товления (рис. VII.8). В этих фермах верхний пояс пред­ставляет собой многоугольник, вписанный в окружность или описанный около нее. Отношение высоты фермы к пролету принимают таким же, как в сегментных фермах. т.е. от 1/6 до 1/7. Нижний пояс делают, как правило, ме­таллическим из профильной стали. Решетку принимаю! треугольной со стойками. Длина панели верхнего поясг значительно меньше, чем в клееных сегментных фермах так как несущая способность панели ограничена раз­мерами сечения бруса и его длиной.

Как видно из этих схем, брус верхнего пояса пе­рекрывает две панели и является двухпролетной нераз­резной балкой, за исключением опорных панелей, имею­щих вдвое меньшую длину.

Решение узлов в многоугольных фермах во многом аналогично решению узлов в сегментных кле­еных фермах. Раскосы и стойки решетки имеют по кон­цам металлические пластинки — наконечники, прикреп­ленные болтами к деревянному элементу и выполненные из полосовой стали, за исключением верхнего наконечни­ка стойки, который делают из уголка. Применение здесь уголка необходимо потому, что в отличие от средней пла­стинки-наконечника стойки, которая зажата между пла­стинками раскосов в нижнем узле (что обеспечивает ей дополнительную устойчивость из плоскости), в верхнем узле пластинка — наконечник стопки была бы свободна в отношении продольного изгиба из плоскости и потому должна быть заменена наконечником из жесткого про­филя. В целях унификации пластинки-наконечники для всех раскосов и низа стойки имеют одну и ту же длину и одинаковую разбивку отверстий для болтов. Наконеч­ники— уголки для верха стойки также все одинаковы.

В узлы верхнего пояса, там, где находится его стык, закладывают металлические вкладыши. В центре проходит узловой болт, на который при сборке надевают пластннки-наконечники.

Аналогично с сегментными фермами узловой вкладыш имеет клиновидную форму в соответствии с переломом верхнего пояса в месте узла. Стойки к верхнему поясу (стойки сжаты) присоединяют также с помощью пласти­нок, но так как пояс в этом месте не имеет стыка, то уз­ловые пластинки-наконечники надевают на болт, встав­ляемый в проушины пластинки, которая передает усилия от стойки на верхний пояс. Пластинку-наконечник заранее скрепляют с брусом верхнего пояса расчетным количеством гвоздей или болтов. Стыки верх­него пояса перекрывают жесткими деревянными наклад­ками на болтах.

Конструкция узлов нижнего пояса несколько отлича­ется от таковой в сегментных фермах. Учитывая, что здесь длина элементов решетки и расчетные усилия в них меньше, можно допустить внецентренное (с небольшим эксцентриситетом) прикрепление элементов решетки в узлах к нижнему поясу, как это показано на рис. VII.8, что упрощает решение узла. Стык нижнего пояса вы­полняют в любом удобном месте. Он перекрывается или уголками, или пластинками из полосовой стали. Опор­ный узел может быть решен так же, как в сегментных фермах.

Расчет ферм. Нормальные усилия в элементах многоугольных ферм определяют обычным образом. Многоугольные фермы близки по очертанию сегментным, и расчетные усилия в раскосах и стойках получаются небольшими при загру-жении снеговой нагрузкой всего пролета.

Верхний пояс в многоугольных фермах выполняют из брусьев, длина которых вдвое превышает длину панели. Таким образом, брус верхнего пояса представляет собой двухпролетную балку со средней опорой на стойке ре­шетки. Если нагрузка приложена не только в узлах, но и между ними (обычный случай), то на средней опоре возникает изгибающий момент, значение которого зави­сит от просадки опоры, т.е. от просадки бруса верхнего пояса на стойке. Значение этой просадки в общем слу­чае не известно — оно зависит от точности сборки фер­мы, качества древесины и пр. Поэтому в расчете рассматривают два крайних случая: 1) средняя опора не имеет

просадки, и брус верхнего пояса представляет собой двухпролетную неразрезную балку; 2) средняя опора имеет такую просадку, что изгибающий момент на средней опоре равен нулю, и брус верхнего пояса представляет собой, следовательно, разрезную балку с пролетом, рав­ным длине панели.

Для уменьшения расчетных изгибающих моментов от межузловой нагрузки в верхнем поясе искусственно соз­дают изгибающий момент обратного знака, для чего в промежуточных узлах верхнего пояса фермы применяют внецентренное стыкование брусьев, осуществляя упор только нижних частей поперечного сечения брусьев. Тот же прием применяют и в опорных, узлах. С учетом ска­занного верхний пояс, являющийся в любом варианте сжато-изгибаемым стержнем, рассчитывают следующим образом.

1. Расчет ведут как двухпролетной неразрезной бал­ки. Момент на средней опоре при равномерно распреде­ленной нагрузке

где / — проекция длины панелей.

Нормальная сила N приложена на крайней опоре с эксцентриситетом е, тогда

Момент на средней опоре

так как эпюра моментов проходит через фокусную точ­ку, находящуюся на расстоянии 1/3/ от средней опоры. Расчетный    момент    на     средней    опоре   (см.    рис. VI 1.9, а)

Внецентренное приложение силы N уменьшило рас­четный момент. Положительный момент в половине дли­ны панели.

Расчетным моментом обычно является момент на сред­ней опоре. Проверка сечения:

Коэффициент t, определяют при гибкости верхнего пояса,., подсчитанной по полной длине панели, что идет в запас прочности, так как при неразрезном верхнем по­ясе возможно определение гибкости по длине между ну­левыми точками эпюры моментов.

2. Рассчитывают как разрезную балку с пролетом, равным длине панели. Момент посередине длины панели от поперечной нагрузки при равномерно распределенной нагрузке

где / — проекция длины панели.

Момент от эксцентричного    приложения нормальной

силы

MN = Ne, Расчетный момент

Проверку сечения производят так же, как в предыду­щем случае, причем гибкость определяют по полной дли­не панели,

Нижний пояс. Раскосы прикрепляют    с небольшим эксцентриситетом, равным расстоянию от центра узлово­го болта до оси уголка пояса  (см. рис. VII.8). Изгибаю­щий момент в нижнем поясе при этом равен произведе­нию разности усилий в соседних панелях нижнего пояса на значение эксцентриситета.  Разность усилий опреде­ляют при временной нагрузке (снеговой) на всем проле­те, на левой и правой половинах фермы. Для всех трех случаев подсчитывают изгибающий момент и растягива­ющее усилие и проверяют напряжение в нижнем поясе по формуле сложного сопротивления как для растянуто-изгибаемого стального стержня, рассчитываемого согла­сно СНиП 11-23-81 «Стальные конструкции. Нормы про­ектирования».

Решетка. Сжатые элементы решетки проверяют на продольный изгиб так же, как в сегментных фермах, а растянутые — на растяжение по площади нетто с учетом

ослаблений.

11. Расчет центрально-растянутых и сжатых элементов ДК

Деревянные элементы, работающие на центральное растяжение, рассчитывают по наиболее ослабленному сечению:

Коэффициент т0 = 0,8 учитывает концентрацию напря­жений, которая возникает в местах ослаблений. При оп­ределении FKT необходимо учитывать волокнистую струк­туру древесины.

Если считать, что площадь и жесткость волокон дре­весины одинаковы, то в сечении I — 1 (рис. III. 1) все во­локна будут загружены одинаково. В первом отверстии у сечения 2 — 2 часть волокон будет перерезана, в связи с чем их усилия будут переданы соседним волокнам, ко­торые окажутся нагруженными сильнее. Таким образом распределение растягивающих напряжений в сечении 3 — 3 будет неравномерным. На расстоянии 5 между от­верстиями эта неравномерность будет постепенно вырав­ниваться. Однако если расстояние 5 невелико, то вырав-ниван^ия не произойдет, а так как в сечении 4—4, где находятся два отверстия, часть волокон ими будет так­же вырезана, то соседние пока сильно нагруженные во­локна еще получат дополнительные усилия. В результа­те усилия в отдельных волокнах могут достичь их пре­дела прочности на растяжение, что приведет к разрыву волокон, передаче усилий с них соседним волокнам и их последующему разрыву. Так как разрыв будет в наибо­лее слабых местах волокон, то разрушение элемента про­изойдет по зигзагу, как показано па рис. III. 1.

Из изложенного следует, что при определении пло­щади ослабления FHT надо учитывать расстояния 5 меж­ду соседними ослаблениями. В СНиП П-25-80 в связи с

этим устанавливается, что при определении Fm все ос­лабления, расположенные на участке длиной до 200 мм, следует принимать совмещенными в одном сечении. Применительно к рис. 111,1 по этому требованию при мм FKr = b(h—2d), а при S<200 MM F^ = b(h— —3d).

Центральное сжатие

Пластические свойства древесины при центральном сжатии. проявляются значительно сильнее, чем при рас­тяжении, поэтому при расчете на прочность ослабление учитывают только в рассчитываемом сечении, а при рас­чете на устойчивость, во-первых, особо учитывают зону работы древесины, в которой модуль упругости нельзя считать постоянным, и, во-вторых, принимают во внима­ние невозможность обеспечения при защемлении элемен­та угла поворота, равного нулю.

Расчет на прочность производят по формуле

ас - NIF нт ^ Rc .                                     (III. 2)

где Л' — действующее в элементе усилие; FHT — площадь нетто в рас­считываемом сечении.

Расчет на прочность необходим главным образом для коротких стержней, для которых условно длина 76. Более длинные элементы, не закрепленные в по­перечном направлении связями, следует рассчитывать на продольный изгиб, который состоит в потере гибким центрально сжатым прямым стержнем своей прямоли­нейной формы, что называется потерей устойчивости. Потеря устойчивости сопровождается искривлением оси стержня при напряжениях, меньших предела прочности. Устойчивость стержня определяют критической нагруз­кой, теоретическое значение которой для абсолютно упругого стержня было в 1757 г. определено Эйлером формулой

где Е — модуль упругости; / — минимальный момент инерции стерж­ня; /о — расчетная длина стержня, зависящая от схемы опирания концов и распределения нагрузки по длине стержня, вычисляемая по формуле /о — Lol; t — свободная длина стержня; ц0 — коэффи­циент, который принимают равным: 1) в случае загружения продоль­ными силами по концам стержня: при шарнирно-закрепленных кон­цах, а также при шарнирном закреплении в промежуточных точках элемента 1; при одном шарнирпо-гакрепленном и другом защемленном конце 0,8; при одном защемленном и другом свободном нагруженном конце 2,2; при обоих защемленных концах 0,65; 2) в случае распре­деленной равномерно по длине элемента продольной нагрузки: при обоих шарнирно-закрепленных концах 0,73; при одном защемленном и другом свободном конце 1,2.

Расчетную длину пересекающихся элементов, соеди­ненных между собой в месте пересечения, следует при­нимать равной: при проверке устойчивости в плоскости конструкций — расстоянию от центра узла до точки пе­ресечения элементов; при проверке устойчивости из пло­скости конструкции; а) в случае пересечения двух сжа­тых элементов — полной длине элемента; б) в случае пересечения сжатого элемента с неработающим — значе­нию /1, умноженному на коэффициент (д0:

где /ь Яь FI — полная длина, гибкость и площадь поперечного сече­ния сжатого элемента, /2- %-2, Рз — полная длина, гибкость и площадь поперечного сечения неработающего элемента.

Значение ц0 следует принимать не менее 0,5; в) в случае пересечения сжатого элемента с растянутым равной по величине силой — наибольшей длине сжатого элемента, измеряемой от центра узлов до точки пересе­чения элементов.

Разделим левую и правую части равенства (III. 3) на площадь стержня F:

Так как радиус инерции стержня г= У J/F, а гиб­кость стержня 7,=f=/0/r, то после подстановки значений гЯ, получим

Известно, что коэффициент продольного изгиба <р яв­ляется отношением критического напряжения к пределу прочности, т. е. поправочным коэффициентом, на кото­рый следует умножить предел прочности, чтобы полу­чить критическое напряжение

В формуле  (III.5)  выразим акр через значение,

тогда получим

Так как для абсолютно упругого материала £ = const, а предел прочности материала без учета рассеяния для данного материала также постоянен, то можно считать, что

Окончательно будем иметь    формулу для определения коэффициента продольного изгиба

Для каждого материала А имеет свое значение. В ча­стности, для древесины А = 3000, для фанеры А = 2500, для полиэфирного стеклопластика А=1097; для органи­ческого стекла А —580 и т. д. В связи с тем, что древе­сина является упругопластическим материалом, ее мо­дуль упругости можно считать постоянным только до предела пропорциональности. На рис. III.2 показана зависимость <т—е при сжатии древесины, из которого видно, что за пределом пропорциональности модуль уп­ругости, характеризуемый углом наклона касательной к горизонтали, резко меняется.

Уравнение (III.8) является гиперболической кривой и называется гиперболой Эйлера. Если построить эту кривую, то будет видно (рис. III.3), что при малых гиб-костях, когда критическое напряжение превышает пре­дел пропорциональности, коэффициент продольного из­гиба получается больше I, чего по существу быть не может.

Вопросом расчета на продольный изгиб при работе стержня за пределом пропорциональности занимались многие ученые за рубежом, например, Энгессер, Карман. Тетмайер, а в Рос­сии Ф. С. Ясинский, который обращал большое внимание на явление про­дольного изгиба за пределом упругой работы и указывал на необходимость в этом случае для каждого материала находить соответствующую экспери­ментальную кривую. В СССР такая работа для древесины была проведе­на ЦНИИПС. Для кривой ЦНИИПС Д. А. Кочетковым было подобрано

Д.  А.   Кочетковым    было    подобрано         

аналитическое выражение, которое используется и в на­стоящее время:

Для древесины коэффициент а = ОД для фанеры а — = 1. В точке ?, = 70 кривая ЦНИИПС и гипербола Эйле­ра имеют общую касательную. Кривую ЦНИИПС ис­пользуют при гибкостях 0 — 70, а формулу Эйлера при Я>70. Формула Эйлера может быть распространена и за предел пропорциональности, если ввести в расчет приведенный модуль упругости Ек, например для прямо­угольного сечения

где Еа —переменный модуль упругости, определяемый по экспери-

ментальной диаграмме сжатия материала  (см. рис. III. 2)  в той ее точке, для которой ищут критическую гибкость.

Зная, как определить коэффициент продольного из­гиба, расчет на продольный изгиб выполняют по формуле

где fpac-c — расчетная площадь поперечного сечения элемента, кото­рая принимается равной: 1) при ослаблениях, не выходящих на кромки (рис. Ш-.4,'а): а) если их площадь не превышает 25% FOP, то /•'расч^-Рбр; б) если площадь ослаблений превышает 25 % Fep, то

при симметричных   ослаблениях,   выходящих   на

кромку (рис. 1П.4, б), Fpnc4=FST. Здесь Fop — площадь сечения брут­то, FS-, — площадь сечения нетто,

12. Расчет элементов ДК на поперечный и косой изгиб

Изгибаемые элементы рассчитывают по первому и второму предельным состояниям, или иначе на прочность и жесткость. В расчете по первому предельному состоя­нию используют расчетную нагрузку, а при определении прогиба нормативную нагрузку, т. е. -без учета коэффи­циента перегрузки.

Расчет деревянных элементов на изгиб по нормаль­ным напряжениям производят приближенно. При более точном методе потребовался бы учет различных значе­ний модулей упругости в сжатой и растянутой зонах (рис. III.5). Из этого рисунка видно, что в сжатой зоне развиваются большие пластические деформации, кото­рые нарушают прямолинейность распределения нормаль­ных напряжений по высоте сечения. Таким образом, нормальные напряжения определяют при двух допущени­ях: во-первых, считается, что модули упругости в растя­нутой и сжатой зонах равны, т.е. £с = £р, и во-вторых, принимается прямолинейное распределение напряжений по высоте элемента, как это показано на рис. III.6.

Пр« этих допущениях нормальные напряжения в эле­ментах, обеспеченных от потери устойчивости плоской формы деформирования:

При определении WHT ослабления сечений, располо­женные на участке длиной 200 мм, совмещаются в одно сечение; mg — коэффициент, учитывающий размеры се­чения.

Прочность проверяют в сечении, где действуют наи­большие изгибные напряжения и, кроме того, в тех сече­ниях, в которых имеются ослабления. При расчете бревен следует учитывать «сбег» бревна, который принима­ют 0,8 см на 1 м длины. Следует иметь в виду, что брев­на обладают большей прочностью на изгиб, в связи с чем их расчетное сопротивление изгибу больше, чем у досок и брусьев. Это связано с тем, что в бревнах нет перерезанных волокон, которые даже при наличии ко­сослоя имеют длину от одной опоры до другой и, кроме того, пороки имеют в бревнах меньшее влияние.

Известно, что Д. И. Журавским    было   установлено наличие в элементах, работающих на поперечный изгиб, не только нормальных, но также и касательных напря­жений, поэтому разрушение элемента может произойти как от нормальных, так и от касательных напряжений в зависимости от того, какие из них раньше достигнут предела прочности. Касательные напряжения особенно опасны, например при больших сосредоточенных гру­зах, расположенных недалеко от опор, или в балках двутаврового сечения.

В однопролетных элементах прямоугольного попереч­ного сечения, загруженных равномерно распределенной нагрузкой, разрушение от касательных напряжений бу­дет происходить при сравнительно небольшом отноше­нии длины к высоте поперечного сечения.

Такие отношения можно установить следующим об­разом: так как то будем иметь:

Приравняв (HI.13) к (III.14), после сокращения по­лучим

Например, для пп. 1а, б, в (см. табл. III.1) получим значения отношений, показанных в табл. (III.5).

На прочность от касательных напряжений проверяют по формуле

Помимо расчета на прочность изгибаемые элементы, особенно при их малой ширине, проверяют также на ус­тойчивость плоской формы деформирования:

следует принимать 1.

Как указывалось ранее, изгибаемые элементы прове­ряют по второму предельному состоянию на жесткость по формуле

Для элементов из пластмасс, имеющих малый модуль упругости или для высоких деревянных элементов, у ко­торых отношение пролета к высоте превышает 15, необ­ходимо учитывать влияние на прогиб касательных на­пряжений. В этом случае прогиб следует находить по формуле

Прогибы элементов не должны превышать предель­ных, установленных СНиП для каждого вида конструк­ции. Предельные прогибы конструкций, выраженные в долях пролета, приведены в табл. III.8.

Косой изгиб. Косым называется изгиб, при котором направление действия усилия не совпадает с направлением одной из главных осей поперечного сечения элемента (рис. III.7, а). В этом случае действующее усилие расклады-

вают по направлению главных осей сечения, затем на­ходят изгибающие моменты, действующие в этих плос­костях.

Нормальные напряжения находят по формуле

где M.v, My — изгибающие моменты, например при равномерно рас­пределенной нагрузке от дх и qy.

Полный прогиб равен геометрической сумме проги­бов от усилий qx и qy:

Для прямоугольного сечения наименьшее значение площади поперечного сечения при косом изгибе будет при условиях расчета: прочности, если прогибу, если .

Следует иметь в виду, что элемент, имеющий квад­ратное поперечное сечение, на косой изгиб не работает, так как он всегда деформируется в плоскости действия усилия. Однако формально напряжения в нем определя­ют по формуле косого изгиба:

Происходит это по следующей причине. Напишем основную формулу для определения напряжений при из­гибе

где J — момент инерции, являющийся для квадратного сечения по­стоянным для любой оси; у — расстояние от оси элемента до наибо­лее удаленной точки

Если учесть, что , то, подставив эти значения в форму­лу для у, и произведя несложные вычисления, получим

Подстановка значения у из  (III. 26)  в формулу  (III. 25) даст формулу (III. 24).

При косом изгибе увеличиваются размеры прогонов прямоугольного сечения, поэтому надо конструктивными мерами исключать работу элементов на косой изгиб. Так, например, применительно к кровельному покрытию можно исключить работу прогонов на косой изгиб, вос­принимая скатную составляющую вспомогательными стропильными ногами, расположенными по прогонам и скрепленными с ними, а также соединенными друг с другом* в коньке здания.

1. Строительные стали и алюминиевые сплавы. Группы А.Б.В, маркировка и характеристика малоуглеродистых, низколегированных и высокопрочных сталей.

Малоуглеродистые стали обычной прочности. Из группы малоугле­родистых сталей обыкновенного качества, производимых металлургиче­ской промышленностью по ГОСТ 380—71, с изм., для строительных ме­таллоконструкций применяется сталь марок СтЗ и СтЗГпс.

Сталь марки СтЗ производится кипящей, полуспокойной и спокой­ной. Малоуглеродистые стали хорошо свариваются. В зависимости от назначения сталь поставляется по следующим трем группам:

А — по механическим свойствам;

Б — по химическому составу;

В — по механическим свойствам и химическому составу.

Поскольку для несущих строительных конструкций необходимо обе­спечить прочность и свариваемость, а также надлежащее сопротивление хрупкому разрушению и динамическим воздействиям, сталь для этих конструкций заказывается по группе В, т.е. с гарантией механических свойств и химического состава.

Сталь марки СтЗ содержит углерода 0,14—0,22 %,'марганца в кипя­щей стали — 0,3—0,6%, в полуспокойной и спокойной — 0,4—0,65%, кремния в кипящей стали от следов — до 0,07%, в полуспокойной — 0,05—0,17 %, в спокойной —0,12—0,3 %. Сталь марки СтЗГпс с повышен­ным содержанием марганца имеет углерода 0,14—0,22 %, марганца 0,8—1,1, %, кремния до 0,15 %.

В зависимости от вида конструкций и условий их эксплуатации к стали, из которой они изготавливаются, предъявляются те или другие требования по ГОСТ 380—71 (с изм.). Углеродистая сталь разделена на шесть категорий. Для всех категорий стали марок ВСтЗ и ВСтЗГпс требуется, чтобы при поставке гарантировались химический состав, временное сопротивление, предел текучести, относительное удлинение, из­гиб в холодном состоянии. Требования ударной вязкости для каждой категории различны {табл. 2.2).

Кипящая сталь изготовляется по 2-й категории — ВСтЗкп2, полуспо­койная— по 6-й категории — ВСтЗпсб, спокойная и* полуспокойная с по­вышенным содержанием марганца — по 5-й категории — ВСтЗсп5 и ВСтЗГпс5.

Маркировка стали согласно ГОСТ 380—71 (с изм.): вначале ставит­ся соответствующее буквенное обозначение группы поставки, затем марки, далее степень раскисления и в кон­це категория, например обозначение ВСтЗпсб.

ГОСТ 23570—79 «Прокат из стали углеродистой свариваемой для строи­тельных металлических конструкций» ограничивает содержание азота, мы­шьяка, устанавливает более строгий контроль механических свойств.

В обозначение    марки    стали    по ГОСТ 23570—79 входят содержание уг­лерода в сотых долях процента,    сте­пень раскисления и при    повышенном содержании   марганца   буква Г. Про­кат изготовляют из сталей 18кп, 18пс, 18сп, 18Гпс и 18Гсп.   По сравне­нию с ГОСТ 380—71   (с изм.) несколько повышены прочностные харак­теристики проката.

Значительная часть проката имеет механические свойства сгт, ов вы­ше установленных ГОСТ 380—71 (с изм.). Институтом электросварки им. Е. О. Патона в целях экономии металла прокат из углеродистой стали марок СтЗ, СтЗГпс и низколегированной стали марок 09Г2 и 09Г2С предложено дифференцировать по прочности на 2 группы с минимальны­ми и повышенными показателями прочности, так, для стали ВСтЗ 1-й группы принято <тт = 250—260 МПа, а для 2-й группы от = 280—290 МПа (см. рис. 2.3), временное сопротивление отрыву ав повышено на 20— 30 МПа. Прокат из такой стали поставляется по ТУ 14-1-3023-80 «Про­кат листовой, широкополосный универсальный и фасонный из углероди­стой и низколегированной стали с гарантированным уровнем механиче­ских свойств, дифференцированным по группам прочности».

Стали повышенной прочности. Сталь повышенной прочности можно получить как термической обработкой малоуглеродистой стали, так и легированием.

Малоуглеродистая термически обработанная сталь марки ВстТ по­ставляется по ГОСТ 14637—79. Эта сталь получается термической обра­боткой стали СтЗ кипящих, полуспокойных и спокойных плавок. Для ме­таллических конструкций рекомендуются стали полуспокойной и спокойной плавок; стали кипящие как весьма неоднородные не рекомен­дуются.

Сталь марки ВСтТпс имеет предел текучести 295 МПа, временное сопротивление 430 МПа. Показатели ударной вязкости этой стали вы­ше, чем показатели.стали СтЗ (0,35 МДж/м2 при температуре —40°С).

Повышенная прочность низколегированных сталей получается введе­нием марганца, кремния, хрома, никеля, меди, ванадия. При этом неко­торые марки стали подвергаются термическому упрочнению. Подбор ле­гирующих элементов обеспечивает хорошую свариваемость. Прокат из этих сталей поставляется по ГОСТ 19281—73 «Сталь низколегированная сортовая и фасонная», по ГОСТ 19282—73 «Сталь низколегированная толстолистовая и широкополосная универсальная» и различным техни­ческим условиям.

В зависимости от нормируемых свойств (химического состава, вре­менного сопротивления, предела текучести, ударной вязкости при разных температурах и после механического старения)" согласно ГОСТу эти стали подразделяются на 15 категорий.

Основные марки сталей повышенной прочности приведены в табл. 2.1.

За счет более высоких прочностных характеристик применение ста­лей повышенной прочности приводит к экономии металла до 20—25 %.

Сталь высокой прочности. Прокат из стали с пределом текучести 440 МПа и временным сопротивлением 590 МПа и выше получают пу­тем легирования и термической обработки (см. табл. 2.1).

При сварке термообработанных сталей вследствие неравномерного нагрева и быстрого охлаждения в разных зонах сварного соединения происходят различные структурные превращения. На одних участках образуются закалочные структуры, обладающие повышенной прочностью и хрупкостью (жесткие прослойки), на других металл подвергается вы­сокому отпуску и имеет пониженную прочность и высокую пластичность (мягкие прослойки).

Разупрочнение стали'в околошовной зоне может достигать 5—30%, что необходимо учитывать при проектировании сварных конструкций из термообработанных сталей.

Введение в состав стали некоторых карбидообразующих элементов (молибден, ванадий) снижает эффект разупрочнения.

Применение сталей высокой прочности приводит к экономии метал­ла на 25—30 % по сравнению с конструкциями из малоуглеродистых ста­лей и особенно целесообразно в большепролетных и тяжело нагружен­ных конструкциях.

Атмосферостойкие стали. Для повышения коррозионной стойкости металлических конструкций применяют низколегированные стали, содер­жащие в небольшом количестве (доли процента) такие элементы, как хром, никель и медь.

В конструкциях, подвергающихся атмосферным воздействиям, весь­ма эффективны стали с добавкой фосфора (например, стали ЮХНДПи 10ХДП). На поверхности таких сталей образуется тонкая окисная плен­ка, обладающая достаточной прочностью и защищающая металл от раз­вития коррозии. Однако свариваемость стали при наличии фосфора ухудшается. Кроме того, в прокате больших толщин металл обладает пониженной хладостойкостью, поэтому применение сталей 10ХНДП и 10ХДП рекомендуется при толщинах не более 16 мм. В больших (12— 50 мм) толщинах следует применять сталь 12ХГДАФ.

В конструкциях, совмещающих несущие и ограждающие функции (например, мембранные покрытия), широко применяется тонколистовой прокат. Для повышения долговечности таких конструкций целесообраз­но применение нержавеющей хромистой стали марки ОХ18Т1Ф2, не со­держащей никеля. Механические свойства стали ОХ18Т1Ф2: 0В™ = 500 МПа, ат = 360 МПа, 65^33 %. В больших толщинах прокат из хромистых сталей обладает повышенной хрупкостью, однако свойства тонколистового проката (особенно толщиной до 2 мм) позволяют при­менять его в конструкции при расчетных температурах до —40°С.

Выбор марок сталей для строительных металлических конструкций. Марку стали выбирают на основе вариантного проектирования и техни­ко-экономического анализа с учетом СНиП П-23-81. В целях упрощения заказа металла при выборе марки стали следует стремиться к большей унификации конструкций, сокращению количества марок и профилей. Выбор марки стали для строительных конструкций зависит от следую­щих параметров, влияющих на работу материала:

температуры среды, в которой монтируется и эксплуатируется конст­рукция; этот фактор учитывает повышенную опасность хрупкого разру­шения при пониженных температурах;

характера нагружения, определяющего особенность работы матери­ала и конструкций при динамической, вибрационной и переменной на­грузках;

вида напряженного состояния   (одноосное    сжатие или растяжение плоское или объемное напряженное состояние)' и уровня возникающих напряжений   (сильно или слабо нагруженные элементы);

способа соединения элементов, определяющего уровень собственных напряжений, степень концентрации напряжений и свойства материала в зоне соединения;

толщины проката, применяемого в элементах. Этот фактор учитыва­ет изменение свойств стали с увеличением толщины.

В зависимости от условий работы материала все виды конструкций разделены на четыре группы в соответствии со СНиП П-23-81.

К первой группе отнесены сварные конструкции, работающие в особо тяжелых условиях или подвергающиеся непосредственному воздействию динамических, вибрационных или подвижных нагрузок (например, под­крановые балки, балки рабочих площадок или элементы эстакад, непо­средственно воспринимающих нагрузку от подвижных составов, фасон-ки ферм и т.д.). Напряженное состояние таких конструкций характери­зуется высоким уровнем и большой частотой загружения.

Конструкции первой группы работают в наиболее сложных услови­ях, способствующих возможности их хрупкого или усталостного разру­шения, поэтому к свойствам сталей для этих конструкций предъявляют­ся наиболее высокие требования.

Ко второй группе относятся сварные конструкции, работающие на статическую нагрузку при воздействии одноосного и однозначного двух­осного поля растягивающих напряжений (например, фермы, ригели рам, балки перекрытий н покрытий и другие растянутые, растянуто-из­гибаемые и изгибаемые элементы), а также конструкции первой груп­пы при отсутствии сварных соединений.

Общим для конструкций этой группы является повышенная опас­ность хрупкого разрушения, связанная.с наличием поля растягивающих напряжений. Вероятность усталостного разрушения здесь меньше, чем для конструкций первой группы.

К третьей группе отнесены сварные конструкции, работающие при преимущественном воздействии сжимающих напряжений {например, ко­лонны, стойки, опоры под оборудование и другие сжатые и сжато-изги­баемые элементы), а также конструкции второй группы при отсутствии сварных соединений.

В четвертую группу включены вспомогательные конструкции и эле­менты (связи, элементы фахверка, лестницы, ограждения и т.п.), а так­же конструкции третьей группы при отсутствии сварных соединений.

Если для конструкций третьей и четвертой групп достаточно огра­ничиться требованиями к прочности при статических нагрузках, то для конструкций первой и второй групп важным является оценка сопротив­ления стали динамическим воздействиям и хрупкому разрушению.

В материалах для сварных конструкций обязательно следует оцени­вать свариваемость. Требования к элементам конструкций, не имеющих сварных соединений, могут быть снижены, так как отсутствие полей сва­рочных напряжений, более низкая концентрация напряжений и другие факторы улучшают их работу.

В пределах каждой группы конструкций в зависимости от темпера­туры эксплуатации к сталям предъявляются требования по ударной-вяз­кости при различных температурах.

В СНиП П-23-81 содержится перечень марок сталей в зависимости от группы конструкций и климатического района строительства.

Окончательный выбор марки стали в пределах каждой группы дол­жен выполняться на основании сравнения технико-экономических пока­зателей (расхода стали и стоимости конструкций), а также с учетом за­каза металла и технологических возможностей завода-изготовителя. В составных конструкциях (например, составных балках, фермах и т. п.) экономически целесообразно применение двух марок стали — более вы­сокой прочности для сильно нагруженных элементов (пояса ферм, ба­лок) и меньшей прочности для слабо нагруженных элементов (решет­ка ферм, стенки балок).

Алюминиевые сплавы

Алюминий по своим свойствам существенно отличается от стали. Плотность его р = 2,7 т/м3, т. е. почти в три раза меньше плотности ста­ли. Модуль продольной упругости алюминия £ = 71 000 МПа, модуль сдвига (7 = 27000 МПа, что примерно в три раза меньше, чем модуль продольной упругости и модуль сдвига стали. Алюминий не имеет пло­щадки текучести; прямая упругих деформаций непосредственно перехо­дит в кривую упругопластических деформаций (рис. 2.4). Алюминий очень пластичен; удлинение при разрыве достигает 40...50 %, но проч­ность его весьма низка ов —60...70 МПа, а условный предел текучести OQ,2 = 20...30 МПа. Чистый алюминий быстро покрывается очень прочной окисной пленкой, препятствующей дальнейшему развитию коррозии.

Вследствие весьма низкой прочности технически чистый алюминий в строительных конструкциях применяется весьма редко. Значительное увеличение прочности алюминия достигается путем легирования его магнием, марганцем, медью, кремнием, цинком и некоторыми другими элементами.

Временное сопротивление легированного алюминия (алюминиевых сплавов) в зависимости от состава легирующих добавок в 2—5 раз вы­ше, чем технически чистого; однако относительное удлинение при этом соответственно в 2—3 раза ниже. С повышением температуры прочность алюминия снижается и при температуре свыше 300 °С близка к нулю (рис. 2.5).

Особенностью ряда многокомпонентных сплавов А1—Mg—Si; Al — —Си—Mg; A)—Mg—Zn) является их способность к дальнейшему уве­личению прочности в процессе старения после термической обработки; такие сплавы называются термически упрочняемыми.

Временное сопротивление некоторых высокопрочных сплавов (систе­мы Al—Mg—Zn) после термической обработки и искусственного старе­ния превышает 400 МПа; относительное удлинение при этом составляет всего 5—10 %. Термическая обработка сплавов двойной композиции (А!—Mg, Al—Mn) к упрочнению не приводит; такие сплавы получили название термически неупрочняемые.

Повышение предела текучести <70,2 изделий из этих сплавов в 1,5— 2 раза может быть достигнуто холодной деформацией (нагартовкой).от-' носительное удлинение при этом также существенно снижается. Следу­ет отметить, что показатели всех основных физических свойств сплавов вне зависимости от состава легирующих элементов и состояния (соста­ренное, нагартованное) практически не отличаются от таковых для чис­того алюминия.

Коррозионная стойкость сплавов зависит от состава легирующих до­бавок, состояния поставки и степени агрессивности внешней среды.

Полуфабрикаты из алюминиевых сплавов (листы, профили, трубы и т. п.) поставляются с заводов в соответствии с установленными стан­дартами. Состояние поставки указывается в обозначении после марки сплава: ГП — горячекатаное; М — мягкое (отожженное); Н — нагарто­ванное; I/2H — полунагартованное для листов или П — то же, для про­филей и труб; Т — закаленное и естественно состаренное в течение 3— 6 сут при комнатной температуре; Т1—закаленное и искусственно со­старенное в'течение нескольких часов при повышенной температуре; Т5— не полностью закаленное и искусственно состаренное.

Из большого числа марок алюминия к применению в строительстве рекомендуется всего шесть, некоторые из которых в нескольких состоя­ниях поставки:

термически неупрочняемые сплавы: АД1М и АМцМ (листы); АМг2М и АМг21/2Н (листы); АМг2М (трубы);

термически упрочняемые сплавы: АД31Т (профили и трубы); АД31Т1 и АДЗГГ5 (профили); 1915ГП и 1915Т (профили и трубы); 1925ГП и 1925Т (профили и трубы).

Все указанные выше сплавы, за исключением сплава 1925Т, который используется только для клепаных конструкций, хорошо свариваются.

Конструкции из алюминия благодаря малой массе, стойкости про­тив коррозии, хладостойкости, антимагнитности, отсутствию искрообра-зования, долговечности и хорошему виду имеют перспективу применения во многих областях строительства. Однако из-за высокой стоимости алюминиевых сплавов применение их в строительных конструкциях ог­раничено.

3. Подбор сечения прокатных балок

Расчет на прочность прокатных балок, изгибаемых в одной из глав­ных плоскостей, производится по изгибающему моменту

Поэтому требуемый момент сопротивления балки «нетто» можно опре­делить по формуле

где R — расчетное сопротивление стали по изгибу; у — коэффициент условий работы конструкции.

Выбрав тип профиля балки по требуемому моменту сопротивления, по сортаменту подбирают ближайший больший номер балки. Для раз­резных балок сплошного сечения из'стали с пределом текучести до 580 МПа, находящихся под воздействием статической нагрузки, обеспечен­ных от потери общей устойчивости и ограниченной величине касатель­ных напряжений в одном сечении с наиболее неблагоприятным сочета­нием М и Q, следует использовать упругопластическую работу материа­ла и проверять их прочность по формулам:

при изгибе в одной из главных плоскостей и

при изгибе в двух главных плоскостях и

где Мтлх,Мх,Му — значения изгибающих моментов; при т<0,5/?Ср с = с; при 0,5/?ср<: <Ст<:0,9Яср Ci=l,05pc; c,cx,cy принимаются по прил. 5; перерасчетное сопротивление срезу (сдвигу); Й/Нт, ^Увт, W^-нт — моменты сопротивления сечения нетто относитель­но главных осей; р= V [1 — (т/#ср)г]/[1— а(т//?ср)г1 н T==Q/t/i; « = 0,7 для двутавро­вого сечения, изгибаемого в плоскости стенки, а=0 для других типов сечений.

При наличии зоны чистого изгиба в формулах (7.10) и (7,11) вместо коэффициентов с, сх и су следует принимать:

Для случая учета упругопластической работы при изгибе балки в одной из главных плоскостей подбор сечений можно производить по требуемому моменту сопротивления нетто по формуле

Подобранное сечение проверяют на прочность от действия касатель­ных напряжений по формуле

где  Qma* — наибольшая  поперечная  сила  на  опоре;   S и  / — статический  момент и момент инерции сечения; /ст — толщина стенки балки.

Помимо проверок прочности балки необходимо в местах с больши­ми нормальными напряжениями проверять их общую устойчивость (см. гл. 3) .

Устойчивость балок можно не проверять при передаче нагрузки че­рез сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный, а также при отношении рас­четной длины участка балки между связями, препятствующими попе­речным смещениям сжатого пояса балки /о к его ширине Ь, не превы-шающем:

При недостаточном закреплении сжатого пояса балки ее общую ус­тойчивость проверяют по формуле

где   Wc — момент сопротивления для сжатого пояса; Y— 0,95 — коэффициент условий работы при проверке общей устойчивости балок.

Для балок двутаврового сечения с двумя осями симметрии <рб = ф1 при $i<0,85 и фб — 0,68+0,21 ф, при ф!>0,85. В этом случае критичес­кие напряжения потери устойчивости находятся в зоне упругопластиче­ской работы материала и определяются по формуле

где коэффициент ф принимают по прил, 6 в зависимости от закрепле­ния балки, вида и места приложения нагрузки и параметра а, характе­ризующего сечение. Для двутавровых балок с двумя осями симметрии при двух и более закреплениях сжатого пояса в пролете, делящих про­лет на равные части, при любом виде нагрузки, приложенной к любому из поясов, коэффициент 4> = 2, 25 + 0,07 а при 0 Для прокатных двутавров

— момент инерции сечения при кручении.

Проверка устойчивости балок швеллерного и других типов сечений имеет свои особенности и должна проводиться в соответствии с указа­ниями СНиП.

Если при проверке выясняется, что общая устойчивость балки не обеспечена, то следует уменьшить расчетную длину сжатого пояса,

Проверка местной устойчивости поясов и стенки прокатных балок не требуется, так как она обеспечивается их толщинами, принятыми из условий проката.

4. КОМПОНОВКА И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СОСТАВНЫХ БАЛОК

Балки составного сечения применяют в случаях, когда прокатные балки не удовлетворяют условиям прочности, жесткости, общей устой-чивости, т. е. при больших пролетах и больших изгибающих моментах, а также если они экономичнее. Основные типы сечений составных ба-лок показаны на рис. 7.2, в, г.

Составные балки применяют, как правило, сварными. Сварные бал­ки экономичнее клепаных. Их сечение обычно состоит из трех листов: вертикального — стенки и двух горизонтальных — полок, которые сва­ривают на заводе автоматической сваркой. Для балок под тяжелую подвижную нагрузку (большие подкрановые балки) иногда применяют клепаные балки, состоящие из вертикальной стенки, поясных уголков и одного — трех горизонтальных листов. Клепаные балки тяжелее свар-ных и более трудоемки в изготовлении, но их применение оправдывают благоприятная работа под большими динамическими и вибрационными нагрузками, а также относительная легкость образования мощных по­ясов.

Для экономии материала в составных балках изменяют сечения по Длине в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Упругопластическая работа материала в таких балках (см. гл. 3) допускается с теми же ограничениями, что и для прокатных балок.

Задача компоновки сечений составных балок вариантна, и от ее пра­вильного решения во многом зависят экономичность и технологичность балок. Начинать компоновку сечения надо с определения высоты балки, от которой зависят все остальные параметры балок.

Высота балок

Высота балки определяется экономическими соображениями, мак­симально допустимым прогибом балки и в ряде случаев строительной высотой конструкции перекрытия, т. е. разностью отметок верха на­стила и верха помещения под перекрытием. Обычно строительная вы-сота задается технологами или архитекторами.

Наибольшая высота Лопт в большинстве случаев диктуется экономи­ческими соображениями.

Масса балки состоит из массы ее поясов, стенки и некоторых конст­руктивных элементов, учитываемых конструктивным коэффициентом, причем с увеличением высоты балки масса поясов уменьшается, а мас­са стенки увеличивается (рис. 7.10).

Так как функции массы поясов и стенки с изменением высоты балки изменяются неодинаково — одна убывает, а другая возрастает (как это

видно из рис. 7.10), то должно быть наи­меньшее значение суммы обеих функций, т. е. должна быть высота, при которой суммарный вес поясов и стенки будет наименьшим. Высота эта называется оп­тимальной йопт, так как она определяет наименьший расход материала на балку. Определить оптимальную высоту балки можно следующим образом.

Полная масса 1  м длины балки рав­на массе поясов и стенки                                            где с—доля момента, воспринимаемого поясами балки; М — расчетный момент, дей­ствующий на балку; R — расчетное сопротивление материала балки; Л — высота бал­ки; /от — толщина стенки балки; фс —'• конструктивный коэффициент поясов (коэффи­циент перехода от теоретической площади пояса к действительной); фст — конструк­тивный коэффициент стенки; р — плотность металла.

Определяя минимум массы балки, берем производную от выраже­ния массы балки по ее высоте и приравниваем ее нулю:

отсюда, заменяя М/К= W, получим

'Коэффициент k зависит от конструктивного оформления балки — конструктивных коэффициентов поясов и стенки. Из-за ослабления се­чения заклепочными отверстиями эти коэффициенты для клепаных ба­лок больше, для сварных — меньше. Этот коэффициент в балках пере­менного по длине сечения меньше, чем в балках постоянного сечения, так как он является средним коэффициентом, отнесенным к наиболее напряженному сечению балки. Величину коэффициента рекомендуется принимать для сварных балок равной 1,2...1,15, для клепаных —

Приведенный вывод не является строгим, так как он не учитывает изменения соотношений между высотой и толщиной стенки в балках различной высоты, а следовательно, и изменения коэффициента с рас­пределения момента между стенкой и поясами балки.

Между тем из формулы (7.20) ясно, что соотношение между высо­той балки и толщиной стенки оказывает большое влияние на экономич­ность сечения; при этом чем относительно тоньше стенка, тем больше высота и выгоднее сечение балки,

К. К. Муханов вывел зависимость оптимальной высоты балки от заданной гибкости стенки

где   — гибкость стенки.

Однако практическое значение гибкости стенки ограничивается не­обходимостью обеспечить ее устойчивость и ее прочность на действие касательных напряжений.

Практикой проектирования установлены рекомендуемые соотноше­ния высоты балки и толщины стенки, приведенные в табл. 7.2, Для од-

нопролетных балок пролетом 12 — 16 м часто принимают £Ст=10— 12 мм.

Полученная оптимальная высота балки является наиболее рацио­нальной, так как отступление высоты от Нопт вызовет увеличение расхо­да материала на балку.

Можно отметить, что в балке оптимальной высоты масса стенки рав­на массе поясов балки. При выборе высоты балки следует помнить, что функция массы балки в области своего минимума, определяющего Лопт, меняется мало, а потому отступления от /гопт возможны. Так, от­ступление действительной высоты от оптимальной на 20 % приводит к изменению массы балки примерно на 4 % (рис. 7.10).

Наименьшая рекомендуемая высота балки hmin определяется жест­костью балки — ее предельным прогибрм (второе предельное состоя­ние).

Минимальную высоту балки можно получить из формулы прогиба. Для равномерно распределенной по длине балки нагрузки

где рп и gB — временная (с учетом в необходимых случаях динамического коэффи­циента) и постоянная нормативные нагрузки на единицу длины балки (без коэффи­циента перегрузки); / — пролет балки; El — жесткость балки на изгиб.

Подставляя   в   формулу   прогиба      получим    / —

С другой стороны известно,    что    M = WG(P+g)    и   I—W(h/2),   где — напряжения в балке от нагрузок £H-fgH. Поэтому после   под­становки этих выражений в формулу прогиба получим

Пользуясь законом независимости действия сил,    получаем напря­жение от действия нормативных нагрузок

где Я —расчетное сопротивление материала балки; пр  и пе — соответствующие коэф­фициенты перегрузок.

Отношение прогиба балок к их пролету [///] регламентируется нор­мами в зависимости от назначения балки. Используя это, получаем для балки, равномерно нагруженной по длине,

Для балок, использующих упругопластическую работу материала, ми­нимальная высота будет

Использование формулы прогиба, выведенной для упругой работы ма­териала, в данном случае возможно, так как прогиб определяется от действия нормативной нагрузки, а сечение балки подбирается от действия расчетной нагрузки, причем коэффициент перегрузки п всегда больше коэффициента учета упругопластической работы материала (с] и, сле­довательно, материал балки при нормальной эксплуатации всегда ра­ботает упруго.

Минимальная высота балки обеспечивает необходимую жесткость при полном использовании несущей способности материала.

При других видах нагрузки на балку (кроме подкрановых балок) hmin можно приближенно определять по формуле, (7. 21).

Из формулы (7.21) видно, что необходимая высота балки увеличи­вается с ростом прочности материала и уменьшением допустимого про­гиба.

Если полученную по формуле (7.21) высоту балки по каким-либо соображениям нельзя принять, то требуемую норму прогиба можно удовлетворить, лишь снижая расчетное сопротивление материала, при­нимая менее прочный материал или неполностью используя его несу­щую способность.

Выбор высоты балки. Закономерности изменения высоты балки по­казывают, что наиболее целесообразно принимать высоту балки близ­кой к /гопт, определенной из экономических соображений, и не меньшей ftmi,», установленной из условия допустимого прогиба балки. Естествен­но, что во всех случаях принятая высота балки в сумме с толщиной на­стила не должна превышать заданную строительную высоту перекрытия.

Высоту балки также следует согласовывать с размерами ширины листов по сортаменту. Желательно, чтобы стенка по высоте выполня­лась из одного листа шириной не более 2000—2200 мм. Если необходи­ма стенка большей высоты, приходится усложнять конструкцию балки устройством продольного стыка стенки.

Во всех случаях высоту составной балки в целях унификации кон­струкций рационально принимать в круглых числах, кратных 100 мм.

Толщина стенки

После высоты балки толщина стенки является вторым основным па­раметром сечения, так как она сильно влияет на экономичность сечения составной балки.

Для определения наименьшей толщины стенки из условия ее ра­боты на касательные напряжения можно воспользоваться формулой Н. Г. Журавского

В балке оптимального сечения с площадью поясов, равной площади стенки, плечо внутренней пары составит

Подставляя это соотношение //5 в формулу Н. Г. Журавского и де­лая преобразования, получаем

При опирании разрезной сварной балки с помощью опорного ребра, приваренного к торцу балки (см. рис. 7.28, б), можно считать, что в опорном сечении балки на касательные напряжения работает только стенка, а пояса еще не включались в работу сечения балки. Тогда пле­чо внутренней пары

Для этого случая толщина стенки

В балках симметричного сечеция, работающих с учетом развития пла­стических деформаций и не нагруженных местной нагрузкой, ам=0; при выполнении условий: т^0,9 /?ср; ЛПМСТ^0,25 и 2,2<ТСТ<6 необхо­димо проверить несущую способность балки из-за возможной потери устойчивости стенки, работающей с учетом пластических деформаций, по формуле

где  среднее касательное на­пряжение в стенке в месте проверки балки; у — коэффициент условий работы кон­струкции.

Чтобы обеспечить местную устойчивость стенки без дополнительного укрепления ее продольным ребром, необходимо иметь Яст<;5,5: тогда

В балках высотой более 2 м это упрощение конструктивной формы экономически не оправдано, так как стенки получаются чрезмерно тол­стыми. В высоких балках толщина стенки берется меньшей и достигает 1/200 — 1/250 высоты, что требует укрепления стенки, способного обес­печить ее устойчивость.

Таким образом, задача определения толщины стенки оказывается вариантной, влияющей на экономичность сечения балки и требующей очень внимательного к себе отношения.

Для балок высотой 1 — 2 м рациональное значение толщины стенки можно определить по эмпирической формуле

Толщина стенки должна быть согласована с имеющимися толщина­ми проката листовой стали. Обычно минимальную толщину стенки при­нимают не менее 8 мм (очень редко 6 мм) и назначают при толщине до 12 мм кратной 1 мм, а более 12 мм кратной 2 мм. Если принятая по фор­муле (7.20) толщина стенки отличается от полученной по формулам (7.23) или (7.22) на 2 мм и более, следует в формулу (7.20) подставить определенную из условия скалывания толщину стенки и вновь вычислить

 Поясные уголки балок с поясными соединениями на заклепках и высокопрочных болтах

Б состав пояса таких балок входят поясные уголки, которые обычно принимают равнополочными (см. рис. 7.2, г). Калибр уголков (ширина их полок йуг) устанавли­вают в зависимости от мощности балки ы способа передачи нагрузки на нее.

Для балок средней высоты 1 — 2 м.

Толщину поясных уголков удобно принимать равной толщине стенки tyt = tc-r, так как это облегчает устройство монтажных стыков.

При наличии в составе сечения балки горизонтальных листов необходимо, чтобы поясные уголки обеспечивали надежную передачу усилий пояса на стенку. Для этого площадь сечения двух уголков пояса рекомендуется принимать не менее 30 % всей площади сечения пояса.

Горизонтальные листы поясов

В сварных балках пояса обычно принимают из одиночных листов универсальной стали. Изготовлять пояса из двух и более листов в свар­ных балках нерационально, так как, скрепляя между собой листы по краям фланговыми швами, мы увеличиваем неравномерность работы листов из-за роста длины передачи усилий от стенки к наружным лис­там. Резко увеличивается при этом и число сварных швов. Кроме того, неизбежно образование щелей между свариваемыми толь­ко по краям листами.

Толщину горизонтального поясного ли-ста сварной балки обычно принимают не более 2 — 3 толщин стенки, так как в пояс-ных швах при приваривании толстых пояс­ных листов к стенке развиваются значитель­ные усадочные растягивающие напряже­ния. Применение поясных листов толщиной более 30 мм нерационально еще и потому, что толстые листы имеют пониженные зна­чения предела текучести и, следовательно, пониженные расчетные сопротивления (см. гл. 2).

В клепаных балках и в балках на высокопроч­ных болтах в отличие от сварных часто применя­ют пакеты из двух-трех горизонтальных листов, так как в многолистовом пакете, стянутом по всей ширине заклепками или болтами, листы работают

достаточно слитно. Толщину отдельных горизонтальных листов из условия удобства конструирования монтажного стыка обычно принимают равной толщине поясных уголков.

Ширину горизонтальных листов обычно принимают равной Vs — Vs высоты балки из условия обеспечения ее общей устойчивости.

По конструктивным соображениям ширину пояса не следует прини­мать меньше 180 мм или"*А/10.

Для клепаных балок и балок на болтах желательно также, чтобы горизонтальные листы несколько выступали за наружные грани поясных уголков.

Наибольшую ширину горизонтальных листов определяют их местной устойчивостью и равномерностью работы по ширине.

В балках отношение ширины свеса сжатого пояса &св к его толщине tn не должно превышать:

в сечениях, работающих упругости

в сечениях, работающих с учетом развития пластических деформации.

где ha — расчетная высота балки; t0t — толщина стенки балки.

Для растянутых поясов балок не рекомендуется принимать ширину поясов более 30 толщин пояса из условия равномерного распределения напряжений по ширине полки.

Подбор сечения балок

Подбор сечения состоит в определении размеров поясов и стенки балки, исходя из заданных технологическим заданием условий, эконо­мичности, прочности, устойчивости и технологичности изготовления.

Изменение сечения балки по длине

Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибаю­щему моменту, можно уменьшить в местах снижения моментов (в раз­резных балках — у опор). Однако каждое изменение сечения, дающее экономию материала, несколько увеличивает трудоемкость изготовле-

ния балки, и потому оно экономически целесообразно только для балок пролетом 10—12 м и более.

Изменить сечение балки можно, уменьшив ее высоту или сечение поясов (рис. 7.13), Изменение сечения уменьшением высоты стенки балки (см. рис. 7.13, а) более сложно, может потребовать увеличения толщины -стенки для восприятия касательных напряжений, а потому применяется редко.

Сечение балки можно изменить уменьшением ширины или толщины пояса. В сварных балках распространено изменение ширины пояса (см. рис. 7.13, б), высота балки при этом сохраняется постоянной (верхний пояс гладкий и возможны как поэтажное опирание балок, поддержива­ющих настил, так и укладка рельса подкрановой балки); менее удобно изменять толщину пояса, так как балка оказывается неодинаковой вы­соты (см. рис. 7.13, и), при этом усложняется и заказ стали.

В клепаных балках и балках с поясными соединениями на высоко­прочных болтах сечения изменяют уменьшением или увеличением числа горизонтальных листов (см. рис. 7.13, г).

В разрезных сварных балках пролетом до 30 м принимается одно изменение сечения пояса (по одну сторону от оси симметрии балки по длине). Введение второго изменения сечения поясов экономически не­целесообразно, так как дает дополнительную экономию материала лишь на 3—4 %. Более значительной экономии стали можно достигнуть путем непрерывного изменения ширины поясов (см. рис. 7.13, д), полу­чаемого диагональным раскроем широкополосной стали кислородной резкой. Однако оно связано с увеличением трудоемкости изготовления балки и применяется редко.

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место изменения сечения поясов однопролетной сварной балки находится на расстоянии примерно ]/е пролета балки от опоры; Действующий в этом месте момент может быть найден графически по эпюре моментов или по формуле

В балках переменного сечения развитие пластических деформаций следует учитывать только в одном сечении с наиболее неблагоприятным сочетанием М и Q, в остальных сечениях развитие пластических дефор­маций не допускается.

По моменту MI (x) определяют необходимый момент сопротивления сечения балки исходя из упругой работы материала и подбирают новое

сечение поясов. Ширина поясов при этом должна отвечать следующим условиям:

Возможен и другой подход. Задают ширину поясного листа уменьшен­ного сечения и определяют изгибающий момент, который может вос­принять сечение:

при M(xf=Mi находят расстояние х от опоры, где изменяется сечение пояса.

Стык различных сечений пояса может быть прямым или косым. Прямой шов удобнее, но он будет равнопрочен основному металлу в растянутом поясе только при обязательном выводе концов шва на под­кладки и автоматической сварке или при ручной сварке с применением физических методов контроля. Иногда, желая упростить стык растяну­того пояса балки, делают его прямым с ручной или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов контроля шва. В этом случае уменьшенное сечение пояса балки принимают из условия прочности стыкового шва на растяжение.

В балках с поясными соединениями на заклепках или болтах сече­ния изменяют количеством поясных листов.

5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИИ СОСТАВНЫХ БАЛОК

Соединение поясов балки со стенкой

Соединение поясов составной балки со стенкой осуществляют в сварных балках поясными швами, в клепаных и болтовых — поясными заклепками или болтами (рис. 7.23).

При изгибе балки это соединение предотвращает сдвиг поясов осно-сительно стенки балки (рис. 7.23, а), который был бы при раздельной самостоятельной работе элементов балки на изгиб. Такое соединение поясов со стенкой превращает все сечение в монолитно работающее. В сварных балках, работающих без учета пластических деформаций, при хорошей обеспеченности местной устойчивости стенки, когда значе­ния левой части формул {7.46), (7.47), (7.50), (7.54) не превышают 0,9у, возможно применение односторонних поясных швов. В балках, ра­ботающих с учетом пластических деформаций, применение односторон­них поясных швов не допускается.

2. Стыки балок

Различают два типа стыков балок: заводские и монтажные (укруп-нительные).

Заводские стыки представляют собой соединения отдельных частей какого-либо элемента балки (стенки, пояса), выполняемые из-за недо­статочной длины имеющегося проката. Их расположение обусловлено длиной проката или конструктивными соображениями (стык стенки не должен совпадать с местом примыкания вспомогательных балок, с реб­рами жесткости и т.п.). Чтобы ослабление сечения балки заводским стыком было не слишком велико, стыки отдельных элементов обычно располагают в разных местах по длине балки, т. е. вразбежку.

Монтажные стыки выполняются при монтаже, они необходимы тог­да, когда масса или размеры балки не позволяют перевезти и смонти­ровать ее целиком. Расположение их должно предусматривать членение балки .на отдельные отправочные элементы, по возможности одинаковые (в разрезной балке стык располагают в середине пролета или симмет­рично относительно середины балки), удовлетворяющие требованиям транспортирования и монтажа наиболее распространенными средст­вами,

В монтажных стыках удобно все элементы балки соединять в одном сечении. Такой стык называется универсальным.

Стыки прокатных балок (заводские и монтажные)' выполняют, как правило, сварными. Возможные конструктивные решения их показаны рис.

Наиболее просто и удобно непосредственное соединение балок встык '(рис. 7.24, а). Чтобы уменьшить усадочные сварочные напряжения, не­обходимо варить стык быстрее; чтобы охлаждение шло более равномер­но, следует начинать варить с менее жесткого элемента — стенки. Одна­ко при ручной сварке такого стыка с применением обычных способов контроля сварки растянутый пояс балки в стыке будет иметь меньшую прочность, чем вне стыка, так как расчетное сопротивление сварного шва встык на растяжение меньше расчетного сопротивления основного металла

При необходимости устройства стыка в сечении, где действует боль­ший изгибающий момент, делают прямое соединение балок встык, а полки усиливают накладками (рис. 7.24,6). Изгибающий момент в та-

Угловые швы, прикрепляющие накладку к балке, должны быть рас­считаны на усилие в накладке. Чтобы уменьшить сварочные напряже­ния, эти швы не доводят до оси стыка на 25 мм с каждой стороны.

При изготовлении конструкций в полевых мастерских, когда трудно обработать торцы балок под сварку, можно осуществить стык только с помощью накладок (см. рис. 7.24, в). Однако из-за большой концентра­ции напряжений в таком стыке применять его можно в конструкциях, работающих только на статическую нагрузку и при положительных температурах.

Почти весь изгибающий момент в этом стыке передается через по­ясные накладки, а поперечная сила — через парные накладки на стен­ке. Накладки на стенку конструктивно принимают шириной 100—150 мм, толщиной, приблизительно равной толщине стенки, и высотой, равной высоте прямолинейного участка стенки (до закруглений около полок).

Угловые швы, прикрепляющие накладки к стенке, следует проверять на действие поперечной силы

Стыки составных сварных балок. Заводские стыки поясов и стенки составных сварных балок осуществляют соединением листов до сборки их в балку (рис. 7.25, а). Основным типом сварных соединений листов является соединение встык. Стык растянутого пояса, если он располо­жен в зоне балки, где напряжения в поясе превышают расчетное сопро­тивление сварного шва на растяжение, устраивают косым или сварива­ют автоматической сваркой, выводя начало и конец шва на технологи­ческие планки. Такое усложнение производства часто делает более целесообразным перенос прямого заводского стыкового шва в то место балки, где напряжения в поясе не превышают расчетного сопротивления сварного шва на растяжение.    Заводские стыки сжатого пояса и стенки балки всегда делают прямыми.

На монтаже сжатый пояс и стенку всегда соединяют прямым швом встык, а растянутый    пояс — косым швом под углом 60 °, так как при монтаже автоматическая сварка и повышенные способы контроля за­труднены. Такой стык будет равнопрочен основному сечению балки и может не рассчитываться. Некоторым перенапряжением стенки вблизи растянутого пояса балки обычно пренебрегают, так как этот участок стенки расположен между двумя упруго работающими зонами балки, работает в условиях стесненной деформации и пластическое его разру­шение невозможно. Применявшееся раньше усиление этого участка на­кладками, как показали исследования, приводит лишь к дополнитель­ным сварочным напряжениям и не увеличивает несущей способности балки.

Чтобы уменьшить сварочные напряжения, сначала сваривают попе­речные стыковые швы стенки 7 (см. рис. 7.25,6) и поясов 2, имеющие наибольшую поперечную усадку. Оставленные не заваренными на заво­де участки поясных швов длиной около 500 мм дают возможность пояс­ным листам несколько вытянуться при усадке швов 2. Последним зава­ривают угловые швы 3, имеющие небольшую продольную усадку.

Стыки составных балок на высокопрочных болтах. В последнее вре­мя монтажные стыки сварных балок, чтобы избежать сварки при мон­таже, иногда выполняют на высокопрочных болтах (рис. 7.26). В таких стыках каждый пояс балки желательно перекрывать тремя накладками с двух сторон, а стенку^ двумя вертикальными накладками, площадь сечения которых должна быть не меньше площади сечения перекрывае­мого ими элемента. Ослабление сечения поясов балки учитывается при статических нагрузках, если площадь сечения нетто составляет меньше 85 % площади брутто Лит^О,85А; тогда принимается условная площадь сечения Лусл = 1,18ЛнТ; при динамических нагрузках Лнт принимается независимо от величины ослабления.

Болты в стыке ставят на минимальных расстояниях друг от друга: (2,5—3)rf болта (при rf=24 мм удобно иметь шаг 80 мм), чтобы умень­шить размеры и массу стыковых накладок.

Расчет каждого элемента балки ведут раздельно, а изгибающий мо­мент распределяют между поясами и стенкой пропорционально их жест­кости.

Опирания и сопряжения балок

Сопряжение балок со стальными колоннами осуществляется путем их опирания сверху или примыканием сбоку к колонне. Такое соедине­ние может быть или шарнирным, передающим только опорную реакцию Салки, или жестким, передающим на колонну кроме опорной реакции еще и момент защемления балки в колонне. Шарнирное соединение ши­роко применяется в большинстве балочных конструкций жесткое — в каркасах многоэтажных зданий. Примеры опирания бало'к на колонны сверху показаны на рис. 7.28. Конец балки в месте опирания ее на опо­ру укрепляют опорными ребрами, считая при этом, что вся опорная реакция передается с балки на опору через эти ребра жесткости. Ребра •жесткости для передачи опорной реакции надежно прикрепляют к стен­ке сварными швами, а торец ребер жесткости либо плотно пригоняют к нижнему поясу балки (рис. 7.28, а), либо строгают для непосредствен­ной передачи опорного давления на стальную колонну (рис. 7.28,6). Для правильной передачи давления на колонну (при конструктивном решении по рис. 7.28, а) центр опорной поверхности ребра надо совме­щать с осью полки колонны.

Размер опорных ребер жесткости определяют обычно из расчета на смятие торца ребра

Ширина выступающей части ребра из условий его местной устойчивости не должна превышать.

Выступающая вниз часть опорного ребра (рис. 7.28,6) не должна превышать а^1,5/ор и обычно принимается 15 — 20 мм.

Помимо проверки на смятие торца опорного ребра производится также проверка опорного участка балки на устойчивость из плоскости балки как условного опорного стержня, включающего в площадь рас­четного сечения опорные ребра и часть стенки балки шириной по в каждую сторону (на рис. 7.28, а эта площадь заштрихована) и длиной, равной высоте стенки балки:

Прикрепление опорных ребер к стенке балки сварными швами дол­жно быть рассчитано на полную опорную реакцию балки с учетом мак­симальной рабочей длины сварного шва. Шарнирное примыкание балок сбоку (рис. 7.28, в) по своему конструктивному оформлению, работе и расчету не отличается от опирания балок сверху по рис. 7.28, б.

Опирание балок на стены и железобетонные подкладки. При опира-нии балок на каменные стены и железобетонные подкладки обычно при­меняют специальные стальные опорные части, которые служат для рав­номерного распределения давления балки на большую площадь менее прочного, чем балка, материала опоры (камень, железобетон). Кроме того, опорные части должны обеспечить свободу деформации концов балки — поворот при прогибе балки, продольное смещение температур­ных и силовых деформаций, в противном случае в опоре возникнут не­желательные дополнительные напряжения. В соответствии с этими тре­бованиями применяют неподвижные и подвижные опорные части следу­ющих типов

Оорные части изготавливают из литой или толстолистовои стали. Площадь опирания плоских и тангенциальных опорных плит должна быть достаточной для передачи опорного давления балки на кладку стены или на бетон. Отсюда определяют размеры плиты

Толщину плиты определяют из условия ее прочности на изгиб.

Радиус поверхности тангенциальной опорной плиты определяют из

условия местного смятия при свободном касании плоскости и цилиндри кой поверхности по условной формуле «диаметрального сжатия полученной путем преобразования формулы  Герца,  

Простейшие однокатковые опоры (рис. 7.29, г) состоят из двух плит, между которыми помещают каток, часто срезанный по бокам.

Верхнюю плиту, являющуюся прокладкой между балкой и катком, обычно назначают толщиной около 30 мм. Нижняя плита работает по­добно плите тангенциальной опоры, и ее размеры определяют по фор­мулам (7.69) и (7.70).

Чтобы уменьшить трение качения, диаметр катка, мм, назначают по приближенной формуле не менее

где / — пролет балки.

Затем проверяют на местное смятие

Для обеспечения правильного расположения катка в опорной части к нему с боков прикрепляют противоугонные планки, а в середине де­лают реборду, не дающую катку сдвинуться поперек.

Сопряжения балок. Сопряжения главных и второстепенных балок между собой бывают: этажные, в одном уровне верхних, поясов и с по­ниженным расположением верхних поясов второстепенных балок (рис, 7.30).

Этажное сопряжение ,(рис. 7.30, о) является простейшим, но оно (из-за возможного отгиба пояса главной балки может передавать лишь не­большие опорные реакции. Это сопряжение можно усилить, поставив под вспомогательной балкой ребро жесткости и пригнав его верхний торец к верхнему поясу главной балки для предотвращения отгиба. '

Сопряжения в одном уровне и пониженное сопряжение способны пе­редавать большие опорные реакции. Неудобство сопряжения в одном уровне (рис. 7.30,6)—необходимость выреза верхней полки и части стенки вспомогательной балки. Этот вырез ослабляет ее сечение и уве­личивает трудоемкость сопряжения; кроме того, число болтов, которые можно разместить на стенке балки, ограничено. Избежать этих не­удобств можно, приварив на заводе к торцу вспомогательной балки ко­ротыш из уголка, и уже его сопрягать на монтаже болтами или сваркой с ребром жесткости главной балки (рис. 7.30, в).

В этих сопряжениях опорная реакция со стенки примыкающей вспо­могательной балки передается через болты или монтажную сварку на специальное ребро, укрепляющее стенку главной балки. В качестве ра­ботающих применяют болты нормальной точности, а при больших опорных реакциях вспомогательных балок — высокопрочные болты.

Расчет сопряжения балок заключается в определении размеров сварных швов или числа болтов, работающих на срез и прикрепляю­щих балки друг к другу. Расчетной силой является опорная реакция вспомогательной балки, увеличенная на 20 % вследствие внецентренно-сти передачи усилия на стенку главной балки.

Все рассмотренные сопряжения балок работают как шарнирные. При необходимости жесткого сопряжения балок (рис. 7.31) вводят «рыбки» (при одинаковой высоте балок) или «рыбку» и столик (при различной высоте балок). В таком сопряжении возникает не только поперечная сила, передающаяся на болты, прикрепляющие стенку вспомогательной балки к ребру главной балки или непосредственно на столик, но и опорный момент, передающийся через специальные наклад­ки-рыбки или через «рыбку» и столик.

18. Стальные колонны

В каркасах одноэтажных производственных зданий применяются стальные колонны трех типов: постоянного по высоте сечения, перемен­ного по высоте сечения — ступенчатые и в виде двух стоек, нежестко связанных между собой, — раздельные.

В колоннах постоянного по высоте сечения (рис. 14.1, а) нагрузка от мостовых кранов передается на стержень колонны через консоли, на которые опираются подкрановые балки. Стержень колонны может быть сплошного или сквозного сечения. Большое достоинство колонн посто­янного сечения (особенно сплошных) — их конструктивная простота, обеспечивающая небольшую трудоемкость изготовления. Эти колонны применяют при сравнительно небольшой грузоподъемности кранов (Q до 15—20 т) и незначительной высоте цеха (Н до 8—10 м).

При кранах большой грузоподъемности выгоднее переходить на сту­пенчатые колонны (рис. 14.1, б, в, г), которые для одноэтажных произ­водственных зданий являются основным типом колонн. Подкрановая балка в этом случае опирается на уступ нижнего участка колонны и располагается по оси подкрановой ветви.

В зданиях с кранами, расположенными в два яруса, колонны могут иметь три участка с разными сечениями по высоте (двухступенчатые колонны), дополнительные консоли и т. д. (рис 14 1 г)

При кранах особого режима работы либо " делают проем в верхней части колонны (при ее ширине не менее 1 м), либо устраивают проход между краном и внутренней гранью верхней части колонны (рис. 14.1, в).

Генеральные размеры колонн устанавливаются при компоновке по­перечной рамы.

В раздельных колоннах (рис. 14.2) подкрановая стойка и шатровая ветвь связаны гибкими в вертикальной плоскости горизонтальными планками. Благодаря этому подкрановая стойка воспринимает только вертикальное усилие от кранов, а шатровая работает в системе попереч­ной рамы и воспринимает все прочие нагрузки, в том числе горизон­тальную поперечную силу от кранов.

Колонны раздельного типа рациональны при низком расположении кранов большой грузоподъемности и при реконструкции цехов (напри­мер, при расширении).

РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕРЖНЯ КОЛОННЫ

Колонны производственных зданий работают на внецентренное сжа­тие. Значения расчетных усилий: продольной силы JV, изгибающего мо­мента в плоскости рамы Мх (в некоторых случаях изгибающего момен­та, действующего в другой плоскости, — Му) и поперечной силы Qx определяют по результатам статического расчета рамы (см. гл. 12). При расчете колонны необходимо проверить ее прочность, общую и ме­стную устойчивость элементов.

Для обеспечения нормальных условий эксплуатации колонны долж­ны обладать также необходимой жесткостью.

Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого уча­стка постоянного сечения. Расчетные длины участков колонн в плоско­сти и из плоскости рамы определяются в зависимости от конструктивной схемы каркаса.

1. Расчетные длины

А. Расчетная длина колонны в плоскости рамы. Колонны здания входят в состав поперечной рамы и для точного определения их расчет­ной длины необходимо провести расчет на устойчивость рамы в целом, что весьма трудоемко. Обычно при определении расчетной длины ко­лонны вводят ряд упрощающих предпосылок: рассматривают колонну как отдельно стоящий стержень с идеализированными условиями за­крепления; загружают систему силами, приложенными только в узлах, не в полной мере учитывают пространственную работу каркаса и т. д. Как показывает опыт проектирования, такой подход идет в запас устой­чивости.

2. Сплошные колонны

Сплошные колонны обычно проектируют двутаврового сечения. Для колонн с постоянным по высоте сечением и надкрановых частей ступен­чатых колонн применяются симметричные двутавры. Если момент од­ного знака значительно отличается по абсолютному значению от момен­та другого знака, целесообразно применение несимметричного сечения.

Для снижения трудоемкости изготовления колонн рационально при­менение прокатных двутавров с параллельными гранями типа Ш (рис. J4.4, а). Однако расход стали в этом случае иногда несколько увеличи­вается.

Составные сечения компо-1 нуют из трех листов (рис. 14.4,6) или листов и сварных а также прокатных двутавров (рис. 14.4, в). В колоннах крайних рядов для удобства крепления стенового огражде­ния используются сечения, по­казанные на рис. 14.4, г.

При компоновке составных сечений необходимо обеспе­чить условия применения авто­матической сварки (см. гл. 5), а также местную устойчивость полок и стенки.

Стержень внецентренно сжатой колонны (или ее участок) должен быть проверен на прочность и устойчивость как в плоскости, так и из плоскости рамы (см. гл. 3). Поскольку колонна не подвергается непо­средственному воздействию динамических нагрузок, ее прочность про­веряют с учетом развития пластических деформаций.

Проверку прочности необходимо делать только для колонн, имек> щих ослабленные сечения, а также при значениях приведенного эксцент­риситета mi>20. В большинстве случаев несущая способность колонны определяется ее устойчивостью.

Проверку устойчивости сплошной внецентренно сжатой колонны в плоскости действия момента Мх (в плоскости рамы) выполняют по формуле

где фх вн — коэффициент снижения расчетного сопротивления при внецентренном сжа­тии зависит от условной гибкости стержня КХ=КХУШ£ и приведенного эксцентриси­тета /71*1 = 11/71* (прил. 8); ms = ex/ftx = MxA/NWcx — относительный эксцентриситет; Wcx — момент сопротивления наиболее сжатого волокна; т| — коэффициент влияния формы сечения (прил. 10).

Потеря устойчивости внецентренно сжатого стержня происходит в упругопластической стадии работы материала, поэтому при проверке устойчивости вводится коэффициент, учитывающий степень ослабле­ния сечени-я пластическими деформациями и зависящий от формы се­чения.

Устойчивость внецентренно сжатого стержня зависит от характера эпюры моментов по длине стержня. Для колонн рамных систем значе­ния Мх принимают равными максимальному моменту на длине участка постоянного сечения. Для других случаев значения момента определя­ют по СНиП П-23-81.

При проверке устойчивости следует рассмотреть возможные комби­нации Мх и N (см. табл. 12.6) и выбрать из них наихудшие.

В плоскости действия момента Мх колонны имеют обычно более раз­витое сечение, поэтому, если /x>/y, возможна потеря устойчивости из плоскости действия момента (изгибно-крутильная форма потери устой­чивости) .

Оттирание стропильных ферм на колонны может быть запроектиро­вано сверху или сбоку. Оттирание сверху (см. рис. 13.15) применяют при шарнирном присоединении ригелей к колоннам. Опорное давление стро­пильных ферм Рф передается на опорную плиту оголовка колонны, за­тем через ребро оголовка на стенку колонны (или траверсу в сквозной колонне). Конструирование и расчет таких оголовков проводятся так же, как в центрально-сжатых колоннах.

Опирание ферм на колонны сбоку проектируют как при жестком, так и при шарнирном соединении ригеля с колонной

 Узлы опирания подкрановых балок и стыки колонн

В колоннах постоянного по высоте сечения подкрановые балки и другие конструкции опираются на специальные консоли (рис. 14.10). При кранах небольшой грузоподъемности применяются одностенчатые консоли, привариваемые к стержню колонны на заводе-изготовителе (если позволяют габариты перевозки). Консоль и швы ее крепления к колонне рассчитывают на изгибающий момент M=Dmaxe и срез силой

Напряжения у основания консоли и в швах ее крепления можно оп­ределить, предполагая, что момент воспринимается только полками H = M/fiKl а вертикальная сила — стенкой. Полку колонны следует про­верить на растяжение в направлении толщины проката (линия /—/ на рис. 14,10, а).

6-7. Стальные колонны. Основные сведения.

В металлических конструкциях широко применяются работающие на центральное сжатие колонны или стержни, входящие в состав кон­структивных комплексов.

Центрально-сжатые колонны (рис. 8.1, и) применяются для поддер­жания междуэтажных перекрытий и покрытий зданий, в рабочих пло­щадках, путепроводах, эстакадах и т. п. Центрально-сжатые стержни работают в составе конструктивных элементов и комплексов тяжелых решетчатых ферм и рам (рис. 8.1,6), сжатых элементов вантовых си­стем и т. п.

Колонны передают нагрузку от вышележащей конструкции на фун­даменты и состоят из трех частей, определяемых их назначением оголовок, на который опирается вышележащая конструкция напп--жающая колонну;                                                                                      

стержень — основной конструктивный элемент, передающий НЗГПУЗ-ку от оголовка к базе;                                                                               

база, передающая нагрузку от стержня на фундамент  (рис   8 1 а) Расчет и конструирование основного элемента    центрально-сжатых' колонн и стержней производятся одинаково.

Узлы примыкания центрально-сжатых стержней с другими элемен­тами конструктивного комплекса (рис. 8.1,6) зависят от вида конструк­ции и рассмотрены в соответствующих главах. Колонны и сжатые стер­жни проектируют почти исключительно стальными. Применять алюми­ниевые сплавы в сжатых стержнях, как правило, нерационально из-за плохой работы сплавов на продольный изгиб вследствие низкого моду-

ля упругости. Однако в общем конструктивном комплексе, выполняе­мом из алюминиевого сплава, могут быть запроектированы и сжатые стержни из сплава.

Хорошо работают на центральное сжатие и экономны по затрате металла трубобетонные колонны, стержень которых состоит из сталь­ной трубы, заполненной бетоном.

По статической схеме и характеру нагружения колонны могут быть одноярусные и многоярусные. Колонны и сжатые стержни бывают сплошными или сквозными.

Типы сквозных колонн

Стержень сквозной центрально-сжатой колонны обычно состоит из двух ветвей (швеллеров или двутавров), связанных между собой ре­шетками (рис. 8.4,а—в). Ось, пересекающая ветви, называется матери­альной; ось, параллельная ветвям, называется свободной. Расстояние между ветвями устанавливается из условия равноустойчивости стержня.

Швеллеры в сварных колоннах выгоднее ставить полками внутрь (рис. 8.4, а, так как в этом случае решетки получаются меньшей шири­ны и лучше используется габарит колонны.

Более мощные колонны могут иметь ветви из прокатных или свар­ных двутавров (рис. 8.4 в).

В сквозных колоннах из двух ветвей необходимо обеспечивать зазор между полками ветвей (100—150 мм) для возможности окраски внут­ренних поверхностей.

Стержни большой длины, несущие небольшие нагрузки, должны иметь для обеспечения необходимой жесткости развитое сечение, поэто­му их рационально проектировать из четырех уголков, соединенных ре­шетками в четырех плоскостях (рис. 8.4, г). Такие стержни при неболь­шой площади сечения обладают значительной жесткостью, однако тру­доемкость их изготовления больше трудоемкости изготовления двухветвевых стержней.

При трубчатом сечении ветвей возможны трехгранные стержни '(рис. 8.4, д), достаточно жесткие и экономичные по затрате металла.

Решетки обеспечивают совместную работу ветвей стержня'колонны и существенно влияют на устойчивость колонны в целом и ее ветвей. Применяются решетки разнообразных систем: из раскосов (рис. 8.5, о), из раскосов и распорок (рис. 8.5,6) и безраскосного типа в виде пла­нок (рис. 8.5, s).

В случае расположения решеток в четырех плоскостях (рис. 8.4, г)' возможны обычная схема (рис. 8.6, а) и более экономичная треуголь­ная схема «в елку» (рис. 8.6,6).

В колоннах, нагруженных    центральной силой, возможен изгиб от случайных эксцентриситетов. От изгиба возникают    поперечные силы, воспринимаемые решетками, которые препятствуют сдвигам ветвей ко­лонны относительно ее продольной оси.

Треугольные решетки, состоящие из одних раскосов (рис. 8.5, а), или треугольные с дополнительными распорками (рис. 8.5,6) являются более жесткими, чем безраскосные, так как образуют в плоскости гра­ни колонны ферму, все элементы которой при изгибе работают на осе­вые усилия, однако они более трудоемки в изготовлении.

Планки (рис. 8.5, б) создают в плоскости грани колонны безраскос­ную систему с жесткими узлами и элементами, работающими на изгиб, вследствие чего безраскосная решетка оказывается менее жесткой. Ес­ли расстояние между ветвями значительно (0,8—1 м и более), то эле­менты безраскосной решетки получаются тяжелыми; в этом случае сле­дует отдавать предпочтение раскосной решетке.

Безраскосная решетка хорошо выглядит и является более простой, ее часто применяют в колоннах и стойках сравнительно небольшой мощ­ности (с расчетной нагрузкой до 2000—2500 кН).

Чтобы сохранить неизменяемость контура поперечного сечения сквозной колонны, ветви колонн соединяют поперечными диафрагмами (рис. 8.7), которые ставят через 3—4 м по высоте колонны.

2. Влияние решеток на устойчивость стержня сквозной колонны

Основное уравнение. Решетки, связывая ветви колонны, обеспечива­ют их совместную работу и общую устойчивость стержня. Вследствие деформативности решеток гибкость стержня сквозной колонны относи­тельно свободной оси (рис. 8.4, а и в) больше гибкости сплошной ко­лонны ?,= /о/г (/о—расчетная высота колонны) и зависит от типа ре­шетки.

Критическую силу потери устойчивости составной колонны относи­тельно свободной оси можно определить из общего условия потери стержнем устойчивости

Колонны с безраскосной решеткой. Сжатые колонны с безраскос-ной решеткой представляют собой рамную систему, все элементы кото­рой при общем прогибе колонны изгибаются по S-образным кривым.

При одинаковых расстояниях между планками и одинаковой их мощ­ности приближенно можно принимать, что нулевые точки моментов рас­положены в середине планок по их длине и посередине расстояния меж­ду планками в ветвях колонны. В нулевых точках действуют попереч­ные силы, возникающие от изгиба стержня.

8. Компановка стального каркаса.

Проектирование каркаса производственного здания начинают с вы­бора конструктивной схемы и ее компоновки. Исходным материалом яв­ляется технологическое задание, в котором даются расположение и габариты агрегатов и оборудования цеха, количество кранов, их грузо­подъемность и режим работы. Технологическое задание содержит дан­ные о районе строительства, условиях эксплуатации цеха (освещенность, температурно-влажностный режим и т. п.).

После выбора конструктивной схемы одновременно с компоновкой решаются принципиальные вопросы архитектурно-строительной части проекта (определяются ограждающие конструкции, назначается распо­ложение оконных, воротных проемов и т.п.).

При компоновке конструктивной схемы каркаса решаются вопросы размещения колонн здания в плане, устанавливаются внутренние габа­риты здания, назначаются и взаимоувязываются размеры основных кон­структивных элементов каркаса.

РАЗМЕЩЕНИЕ КОЛОНН В ПЛАНЕ

Размещение колонн в плане принимают с учетом технологических, конструктивных и экономических факторов. Оно должно быть увязано с габаритами технологического оборудования, его расположением и на­правлением грузопотоков. Размеры фундаментов под колонны увязыва­ют с расположением и габаритами подземных сооружений (фундамен­тов под рабочие агрегаты, боровов, коллекторов и т.п.). Колонны раз­мещают так, чтобы вместе с ригелями они образовывали поперечные рамы, т. е. в многопролетных цехах колонны разных рядов устанавли­ваются по одной оси.

Согласно требованиям унификации промышленных зданий, расстоя­ния между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначают­ся в соответствии с укрупненным модулем, кратным 6 м (иногда 3 м); для производственных зданий 1=18, 24, 30, 36 м и более. Расстояния между колоннами в продольном направлении (шаг колонн) также при­нимают кратными 6 м. Шаг колонн однопролетных зданий (рис. 11.1), а также шаг крайних (наружных) колонн многопролетных зданий обыч­но не зависит от расположения технологического оборудования и его принимают равным 6 или 12 м. Вопрос о назначении шага колонн край­них рядов (6 или 12 м) для каждого конкретного случая решается срав­нением вариантов. Как правило, для зданий больших пролетов (=30 м) и значительной высоты (Н^ 14 м) с кранами большой грузо­подъемности (Q^50 т) оказывается выгоднее шаг 12 м и, наоборот, для зданий с меньшими параметрами экономичнее оказывается шаг колонн б м. У торцов зданий (см. рис. 11.1) колонны обычно смещаются с мо­дульной сетки на 500 мм для возможности использования типовых ог­раждающих плит и панелей с номинальной длиной б или 12 м. Смеще­ние колонн с разбивочных осей имеет и недостатки, поскольку у торца здания продольные элементы стального каркаса получаются меньшей длины, что приводит к увеличению типоразмеров конструкций.

В многопролетных зданиях шаг внутренних колонн исходя из техно­логических требований (например, передача продукции из пролета в пролет) часто принимается увеличенным, 'но кратным шагу наружных колонн (рис. 11.2).

При больших размерах здания в плане в элементах каркаса могут возникать большие дополнительные напряжения от изменения темпера­туры. Поэтому в необходимых случаях здание разрезают на отдельные блоки поперечными и продольными температурными швами. Нормами проектирования установлены предельные размеры температурных бло­ков, при которых влияние климатических температурных воздействий можно не учитывать (табл. 11.1).

Наиболее распространенный способ устройства поперечных темпе­ратурных швов заключается в том, что в месте разрезки здания ставят две поперечные рамы (не связанные между собой какими-либо продоль­ными элементами), колонны которых смещают с оси на 500 мм в каж­дую сторону, подобно тому как это делают у торца здания {рис, 11.2, а).

Продольные температурные швы решают либо расчленением много­пролетной рамы на две (или более) самостоятельные, что связано с ус­тановкой дополнительных колонн, либо с подвижным в поперечном на­правлении опиранием одного или обоих ригелей на колонну с помощью катков или другого устройства. В первом решении предусматривается дополнительная разбивочная ось на расстоянии 1000 или 1500 мм от основной (рис. 11.2, а). Иногда в зданиях, имеющих ширину, превыша­ющую предельные размеры для температурных блоков, продольную раз­резку не делают, предпочитая некоторое утяжеление рам, необходимое по расчету на температурные воздействия.

В некоторых случаях планировка здания, обусловленная технологи­ческим процессом, требует, чтобы продольные ряды колонн двух про­летов цеха располагались во взаимно перпендикулярных направлениях.

При этом также возникает необходимость в дополнительной разбивоч-ной оси. Расстояние между осью продольного ряда колонн одного отсе­ка и осью торца примыкающего к нему другого отсека, принимается равным 1000 мм, а колонны смещаются с оси внутрь на 500 мм (рис. 11.2,6).

 КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ

Компоновку поперечной рамы начинают с установления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Раз­меры по вертикали привязывают к отметке уровня пола, принимая ее нулевой. Размеры по горизонтали привязывают к продольным осям зда­ния. Все размеры принимают в соответствии с основными положениями по унификации и другими нормативными документами.

Компоновка однопролетных рам

Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса HI и расстоянием от головки кранового рельса до ни­за несущих конструкций покрытия Н2. В сумме эти размеры составляют полезную высоту цеха Н0 (рис. 11.3).

Размер Я2 диктуется высотой мостового крана

Габариты мостовых кранов даются в соответствующих стандартах и заводских каталогах .

Окончательный размер Н2 принимается обычно кратным 200 мм.

2. Компоновка многопролетных рам

При проектировании многопролетных рам нужно учесть, что для до­стижения максимальной типизации конструкций каркаса желательно, чтобы все пролеты были равными и имели одинаковую высоту.

По условиям технологии производства не всегда удобны одинаковые пролеты, тогда нужно стремиться, чтобы количество их размеров было наименьшим (рис. 11.4,а). Наиболее часто здания проектируются с пло­ской кровлей (уклон 1,5 %) и внутренними водостоками.

Для неотапливаемых зданий необходимо устройство наружного от­вода воды. Иногда внутренние водостоки оказываются неприемлемыми по условиям технологического процесса (например, для сталеплавильных цехов). В таких случаях необходимо устройство двускатных покрытий, применение которых возможно из условия обеспечения водоотвода и аэрации при ширине здания до 70—80 м (рис. 11.4,6").

Проектирование отдельных пролетов с различной полезной высотой в многопролетных зданиях вызывается разнохарактерными условиями производства. В многопролетных зданиях с большими производственны­ми тепло- и газовыделениями рациональны перепады по высоте (при достаточной их величине). Требования освещенности заставляют в от­дельных случаях использовать перепады высот смежных пролетов для устройства дополнительного бокового освещения.

При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с раз­личной высотой пролетов приходится решать вопрос о применении в этих пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для малых бо­ковых пролетов самыми простыми являются односкатные покрытия (см. рис. 11.4,6). Для больших смежных пролетов при возможности устрой­ства внутреннего водостока наиболее целесообразны двускатные фермы (см. рис. 11.4, а) с различными уклонами i верхнего пояса.

9. Компановка и выбор покрытий.

Покрытие производственного здания состоит из кровельных (ограж­дающих) конструкций, несущих элементов (прогонов, ферм, фонарей), на которые опирается кровля, и связей по покрытию, обеспечивающих пространственную неизменяемость, жесткость и устойчивость всего покрытия и его отдельных элементов.

В данной главе рассмотрены только плоскостные решения конструк­ций покрытия. Пространственные решетчатые системы покрытий (струк­туры) рассмотрены в главе 18.

КОНСТРУКЦИЯ КРОВЛИ

Покрытие производственного здания решается с применением про­гонов или без них. В первом случае между стропильными фермами че­рез 1,5—3 м устанавливают прогоны, на которые укладывают мелко­размерные кровельные плиты, листы, настилы (рис. 13.1, а). Во втором случае непосредственно на стропильные фермы укладывают крупно­размерные плиты или панели шириной 1,5—3 м и длиной 6 или 12 м, совмещающие функции несущих и ограждающих конструкций (рис. 13. 1, б).

Кровля по прогонам получается легче вследствие небольшого проле­та ограждающих элементов, но требует большего расхода металла (на прогоны) и более трудоемка в монтаже. Беспрогонная кровля индустриальна и проста в монтаже, обеспечивает меньший расход стали (при применении железобетонных панелей); основной недостаток ее —боль­шая масса.

Снижение массы кровельной конструкции имеет чрезвычайно важ­ное значение, ибо уменьшает стоимость не только конструкции кровли, но и всех нижерасположенных конструкций: фонарей, ферм, колонн и фундаментов.

Выбор конструкции кровли производится на основании технико-эко­номического сравнения возможных вариантов с учетом технологических и экономических факторов — назначения здания, температурно-влажностного режима внутрицеховой среды, стоимости возведения, наличия производственной базы по изготовлению крупноразмерных панелей в районе строительства, условий транспортировки, обеспеченности мон­тажными механизмами и т. д.

В зависимости от принятого типа кровли определяется необходимый уклон покрытия для обеспечения водоотвода. При самозалечивающихся кровлях с гравийной защитой принимается уклон 1,5 %; при кровлях из рулонных материалов без защиты — Ys—'/12; при кровлях, не обес­печивающих герметизацию покрытия (асбестоцементные листы, волни­стая сталь и т. д.], уклон кровли должен быть не менее J/4—'/е-

1. Покрытия по прогонам

Прогоны устанавливают на верхний пояс стропильных ферм в их узлах. В качестве прогонов применяют прокатные балки, гнутые про­фили либо легкие сквозные конструкции (при шаге ферм больше 6 м). Кровельные покрытия бывают теплыми (с утеплителем) в отапливае­мых производственных зданиях и холодными без утеплителя (для не­отапливаемых зданий, а также горячих цехов, имеющих избыточные тепловыделения от технологических агрегатов)1.

В горячих цехах кровля из асбестоцементных листов недостаточно долговечна, так как под воздействием высоких температур асбестоце­мент пересушивается и растрескивается. Кроме того, волнистость кров­ли способствует скоплению пыли и затрудняет ее уборку. Поэтому в го­рячих цехах более целесообразна кровля из плоских стальных листов. Стыки между листами сваривают сплошными швами с использованием автоматической сварки, что обеспечивает полную герметичность кровли, поэтому уклон такой кровли может быть принят как и для рулонных '/s—Via. Из условия жесткости кровли толщина листов должна быть не менее 3—4 мм.

2. Беспрогонные покрытия

Для покрытий производственных зданий широко применяют различ­ного вида крупнопанельные железобетонные плиты шириной 3 м и дли­ной 6 и 12 м. Продольные ребра плит опираются непосредственно в уз­лах верхнего пояса ферм и привариваются минимум по трем углам (рис. 13.4). Иногда в качестве доборных применяют плиты шириной 1,5 м. В этом случае верхний пояс ферм необходимо рассчитать с учетом ме­стного момента от внеузловой передачи нагрузки или поставить допол­нительные шпренгели, подкрепляющие верхний пояс в местах опирания плит. Типы плит покрытия и их-характеристики указаны в каталогах типовых сборных железобетонных изделий.

Основной недостаток крупнопанельных железобетонных плит — их большой собственный вес (1,4—2,1 кН/м2), что утяжеляет все нижеле­жащие конструкции каркаса здания.

§ 2. ПРОГОНЫ

Прогоны воспринимают нагрузку от кровли и передают ее на стро­пильные конструкции. Прогоны бывают сплошного сечения и решетча­тые. Сплошные прогоны тяжелее решетчатых, но значительно проще в изготовлении и монтаже. Они применяются при шаге ферм 6 м. Сплош­ные прогоны обычно изготовляются из прокатных швеллеров, реже из двутавров. Более рациональны прогоны из гнутых профилей швеллер­ного, С-образного и Z-образного сечения (рис. 13.8). Такие прогоны мо­гут иметь развитую высоту при тонкой стенке. Для обеспечения местной устойчивости полок устраивают отгибы.

При легкой кровле и небольших снеговых нагрузках прогоны из гну­тых профилей могут применяться при шаге ферм до 12 м. При больших нагрузках более рациональны сквозные прогоны, а также разработан­ные в ЦНИИПроектстальконструкция прогоны из перфорированного двутавра («сквозной» двутавр) (см. рис. 7.38) и тонкостенных балок.

По расходу стали прогоны из «сквозных» двутавров приближаются к решетчатым, а по стоимости на 10—15 % дешевле.

Еще более эффективно использование для прогонов тонкостенных балок. Учет закритической стадии работы стенки позволяет уменьшить ее толщину и принять гибкость стенки (отношение высоты к толщине) 200—300. Такие прогоны на 8—18 % легче решетчатых. Для изготовле­ния тонкостенных балок-прогонов разработана поточная линия с при­менением высокочастотной сварки.

10. СИСТЕМЫ ФЕРМ И ОБЛАСТЬ ИХ ПРИМЕНЕНИЯ В СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЯХ

Стальные фермы широко применяются в покрытиях промышленных и гражданских зданий, ангаров, вокзалов и т. п. Большепролетные мо­сты, радиобашни и мачты, опоры линий электропередачи и многие дру­гие конструкции выполняются в виде стальных ферм.

Фермы по сравнению со сплошными балками экономичны по затрате металла, им легко придают любые очертания, требуемые условиями тех­нологии, работы под нагрузкой или архитектуры, они относительно про­сты в изготовлении.

Фермы применяют при самых разнообразных нагрузках; в зависи­мости от назначения им придают самую разнообразную конструктив­ную форму — от легких прутковых конструкций до тяжелых ферм, стержни которых могут компоноваться из нескольких элементов круп­ных профилей или листов. Наибольшее распространение имеют разрез­ные балочные фермы (рис. 9.1, а) как самые простые в изготовлении

и монтаже. Неразрезные (рис. 9.1,6) и консольные (рис. 9.1, в) систе­мы ферм рациональны при большой собственной массе конструкции, так как в этом случае они могут дать значительную экономию металла. Кроме того, неразрезные фермы можно применять исходя из требова­ний эксплуатации, так как они обладают большей жесткость» и могут иметь меньшую высоту.

Башни и мачты представляют собой вертикальные консольные си­стемы ферм (рис. 9.1, е). Соответствующие эксплуатационные или ар­хитектурные требования могут обусловить применение арочных (рис. 9.1, г) или рамных (рис. 9.1,5) ферм.

Промежуточными между фермой и сплошной балкой являются ком­бинированные системы, состоящие из балки, усиленной либо снизу под­вешенной цепью (шпренгельная балка) или сквозной фермой, либо сверху аркой или фермой (рис. 9.1, ж). Распор цепи или арки, а также поддерживающее воздействие элементов фермы уменьшают изгибаю­щий момент в балке. Комбинированные системы просты в изготовлении и рациональны в тяжелых конструкциях, а также в конструкциях с под­вижной нагрузкой (см, гл. 15). Возможность использования в комби­нированных системах дешевых прокатных балок благоприятно сказы­вается на стоимости и трудоемкости изготовления этих систем.

Эффективность ферм и комбинированных систем можно значитель­но повысить, создав в них предварительное напряжение (см. §. 11 на­стоящей главы).

В фермах подвижных крановых конструкций и покрытий больших пролетов, где уменьшение веса конструкций дает большой экономиче­ский эффект, возможно применение алюминиевых сплавов. В дальней­шем подробно рассматриваются в основном стропильные фермы, наибо­лее широко применяемые в промышленном и гражданском строитель­стве.

КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИИ ФЕРМ

1. Очертание ферм

Выбор очертания ферм является первым этапом их проектирования. Очертание ферм в первую очередь зависит от назначения сооружения. Оно должно отвечать принятой конструкции сопряжений с примыкаю­щими элементами. Так, очертание стропильной фермы производственно­го здания зависит от назначения цеха, типа кровли, типа и размера фонаря, от типа соединения ферм с колоннами (шарнирное или жесткое) и т. п.

Вместе с тем очертание ферм должно соответствовать их статиче­ской схеме, а также виду нагрузок, определяющему эпюру изгибающих моментов. Например, выступающие консоли рационально проектиро­вать треугольными, с одним скатом (рис. 9.2, б); однопролетные фер­мы с равномерной нагрузкой — полигонального очертания (рис. 9.3, б).

Фермы треугольного очертания. Треугольное очертание придается стропильным фермам (рис. 9.2, а, г), консольным навесам (рис. 9.2, б), а также мачтам и башням (рис. 9.2, в).

Стропильные фермы треугольного очертания применяют, как прави­ло, при значительном уклоне кровли, вызываемом или условиями эк­сплуатации здания, или типом кровельного материала. Стропильные фермы треугольного очертания имеют ряд конструктивных недостатков. Острый опорный узел сложен, допускает лишь шарнирное сопряжение фермы с колоннами, при котором снижается поперечная жесткость одно­этажного производственного здания в целом. Стержни решетки в сред­ней части ферм получаются чрезмерно длинными, и их сечение прихо­дится подбирать по предельной гибкости (см. § 4 этой главы), что вы­зывает перерасход металла. Треугольное очертание в стропильных фер­мах не соответствует параболическому очертанию эпюры моментов.

Однако в ряде случаев треугольные фермы приходится применять, несмотря на заведомо нерациональное с точки зрения распределения усилий очертание, исходя из общих требований компоновки и назначе­ния сооружения. Примером могут служить треугольные фермы шедо-вых покрытий (рис. 9.2, г), применяемые в зданиях, где необходим боль­шой и равномерный приток дневного света с одной стороны.

Фермы трапецеидального очертания со слабо вспарушенным верх­ним поясом (рис. 9.3, а) пришли на смену треугольным фермам благо­даря появлению кровельных материалов, не требующих больших укло­нов кровли.

Трапецеидальное очертание балочных ферм лучше соответствует эпюре изгибающих моментов и имеет конструктивные преимущества. В сопряжении с колоннами позволяет устраивать жесткие рамные узлы, что повышает жесткость здания. Решетка таких ферм не имеет длинных стержней в середине пролета. N

Фермы, полигонального очертания (рис. 9.3,6" и в) наиболее прием­лемы для конструирования тяжелых ферм больших пролетов, так как

очертания фермы соответствуют эпюре изгибающих моментов, что да­ет значительную экономию стали. Дополнительные конструктивные за­труднения из-за переломов пояса в тяжелых фермах не так ощутимы, ибо пояса в таких фермах из условий транспортирования приходится стыковать в каждом узле.

Для легких ферм полигональное очертание нерационально, так как получающиеся в этом случае конструктивные усложнения не окупаются незначительной экономией стали.

Фермы с параллельными поясами (рис. 9.3, г, д) имеют существен­ные конструктивные преимущества. Равные длины стержней поясов и решетки, одинаковая схема узлов и минимальное количество стыков по­ясов обеспечивают в таких фермах наибольшую повторяемость деталей и возможность унификации конструктивных схем, что способствует ин­дустриализации их изготовления. Эти фермы благодаря распростране­нию кровель с рулонным покрытием стали основным типом в покрыти­ях зданий.

2. Генеральные размеры ферм

Определение пролета ферм. Пролет или длина ферм в большинстве случаев определяются эксплуатационными требованиями и общекомпо­новочным решением сооружения и не могут быть рекомендованы по ус­мотрению конструктора.

Пролеты стропильных ферм, мостовых кранов, гидротехнических за­творов и т. п. определяются технологической или архитектурной схемой сооружения и уточняются в зависимости от типа сопряжений с сосед­ними элементами.

ПОДБОР СЕЧЕНИИ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ ФЕРМ

1. Общие положения

Для удобства изготовления и комплектования сортамента металла при проектировании легких ферм обычно устанавливают четыре — шесть различных калибров профиля, из которых подбирают все элементы фермы. Чтобы предварительно установить необходимый ассортимент профилей, ориентировочно определяют требуемые площади сечений для всех стержней фермы.

Стержни, составленные из двух уголков или швеллеров, соединен­ных через прокладки, рассчитывают как сплошностенчатые, что обес­печивается установленными расстояниями между прокладками (см. § 9).

Из условия обеспечения необходимой жесткости при монтаже и пе­ревозке в сварных фермах берут уголки с полками более 50 мм.

При значительных усилиях в поясах ферм подбор сечений стержней можно производить из стали двух марок (например, пояса — из низко­легированной стали, элементы решетки — из малоуглеродистой).

В легких фермах пролетом до 30 м, чтобы уменьшить трудоемкость изготовления конструкции, пояса обычно принимают постоянного сече­ния по всей длине. Изменение в стыке сечения пояса, калибр профиля необходимо согласовать £ конструкцией стыка. Так, например, измене-кие сечения из двух уголков целесообразно выполнять за счет ширины полки, толщину уголков для удобства перекрытия накладками целесо­образно сохранять одинаковой по обеим сторонам стыка.

2. Подбор сечений сжатых стержней

Подбор сечений сжатых стержней начинается с определения требуемой площади

Y — коэффициент условия работы принимается по прил. 13; формула (9.16) содержит два неизвестных: требуемую площадь Л,р и коэффициент продольного изгиба <р, кото­рый является функцией гибкости.

где /о — расчетная длина стержня; i—Y Г/А — радиус инерции сечения, в свою очередь зависящий от площади Л.

Эти параметры обычно задаются гибкостью стержня, учитывая сте­пень загружения и характер его работы. По заданной гибкости находят соответствующую величину ср и площадь А по формуле (9.16).

При предварительном подборе для поясов легких ферм можно при­нять Я = 80~60 и для решетки Я= 120-=- 100.

Задавшись гибкостью Я, можно также найти требуемые радиусы инерции сечения по формулам.

В соответствии с требуемыми радиусами инерции и площадью сече­ния по сортаменту подбирается подходящий калибр профиля. Несог­ласованность табличных значений г и Л с требуемыми показывает, на­сколько неправильно была задана гибкость. Принимая после этого профиль с промежуточным значением площади -и соответствующим ра­диусом инерции определяют во втором приближении гибкость, коэффи­циент ф и напряжение. Обычно второе приближение достигает цели.

Требуемую площадь нетто сечения растянутого стержня фермы из стали с отношением /?B/YH<# определяют по формуле

где у — коэффициент условий работы; ун=1,3 — коэффициент надежности.

Скомпоновав по требуемой площади сечение (с учетом установлен­ного ассортимента профилей и общих конструктивных требований), про­изводят проверку принятого сечения, причем подсчитывают действи­тельное его ослабление отверстиями.

4. Подбор сечений стержней при действии продольной силы и момента (внецентренное сжатие)

Верхние пояса стропильных ферм, нагружаемые кровельной конст­рукцией, работают на осевую силу и изгиб. Сжимающая сила N опреде­ляется по обычному расчету фермы с приложением всей нагрузки в узлах.

Изгибающий момент принимается равным наибольшему моменту в пределах средней трети длины панели пояса, определяемому из расчета пояса как упругой неразрезной балки (см. § 3).

Расчетные значения продольной силы Л' и изгибающего момента/Их в стержнях следует принимать для одного и того же сочетания нагру­зок из расчета системы по недеформированной схеме в предположении упругих деформаций стали.

Расчет на устойчивость внецентренно сжатого верхнего пояса фермы следует выполнять как в плоскости действия момента, так и из плоскос­ти действия момента.

Подбор сечения можно начать с определения требуемой площади сечения стержня, используя формулу проверки устойчивости в плоскости изгиба

Как уже было рассмотрено в §3 гл. 3, коэффициент понижения не­сущей способности 'стержня при внецентренном сжатии <рШ1 (см. прнл.8) есть функция условной гибкости в плоскости изгиба Ъх= (I0x/ix) т/#/£и приведенного эксцентриситета Шщ>, равного относительному эксцентри­ситету т = е0/р, умноженному на коэффициент влияния формы сечения т], принимаемому по прил. 10. Поэтому приведенный эксцентриситет бу­дет иметь следующий вид:

где рж — расстояние от горизонтальной осп до края ядра сечения; г — расстояние of центра тяжести сечения до сжатого от момента края сечения; Мх— момент относи­тельно горизонтальной оси.

Предварительный подбор сечения производят как для центрально-сжатого стержня. Установив тип сечения (тавр, труба, два швеллера, двутавр и т. д.), задаются гибкостью Kx = t0/ix и определяют отвечаю­щие этой гибкости и расчетной длине стержня радиус инерции /х = = {о/Ях, требуемую высоту сечения h = ix/ai и ядровое расстояние.  Для симметричных относительно горизонтальной оси сечений z=hj2, для тавровых 2 = 0,3 h.

Для принятого типа сечения по прил. 10 находим

Зная рх и т], определяют по формуле (9.21) приведенный эксцентри­ситет тпр, а по нему и по приведенной гибкости Хх — коэффициент фва (см. прил. 9) и, наконец, по формуле (9.20) находят требуемую площадь. Зная площадь и высоту h, компонуют сечение. Если сечение компонует­ся плохо, изменяют значение гибкости и определяют новое значение пло­щади.

Получив геометрические характеристики намеченного сечения, про­изводят проверку стержня в плоскости действия момента по формуле

Коэффициент фвн принимается по точно вычисленным характеристи­кам Я и mnp для принятого сечения.

Расчет на устойчивость при т<20 не требуется.

Проверка устойчивости стержня из плоскости действия момента производится (при 1х~>1у) по формуле

Коэффициент продольного изгиба центрально-сжатого стержня фу относительно оси у принимают по гибкости стержня

Коэффициент с принимается в соответствии с указаниями гл. 3. При наличии в стержне отверстий для болтов прочность внецентренно сжатых стержней проверяется по формуле

где Лнт  и  /хя т — площадь  и  момент инерции  нетто; у — расстояние  от нейтральной оси до края сечения.

Подбор сечений стержней по предельной гибкости

Ряд стержней легких ферм имеют незначительные усилия и, следова­тельно, небольшие напряжения, сечения этих стержней подбирают по предельной гибкости, установленной СНиП (см. §4 этой главы). К та­ким стержням обычно относятся дополнительные стойки в треугольной решетке, раскосы в средних панелях ферм, элементы связей и т.п.

Зная расчетную длину стержня /0 и значение предельной гибкости ЯПр, определяют требуемый радиус инерции !Чр = УЯтр. По нему в сор­таменте выбирают сечение, имеющее наименьшую площадь.

Ввиду простоты расчетных манипуляций рекомендуется подбор стер­жней легких ферм оформлять в табличной форме (табл. 9.1).

ПОДБОР СЕЧЕНИИ СТЕРЖНЕЙ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ

Подбор сечений стержней тяжелых ферм начинается с предваритель­ного определения требуемых площадей сечения всех стержней по форму­лам (9.16) и (9.19).

Для сжатых стержней в первом приближении коэффициенты про­дольного изгиба можно принимать равными: для поясов <р =-0,8-^0,85, для решетки ф = 0,7-ьО,8.

В растянутых стержнях при клепаных или болтовых монтажных сое­динениях учитывается коэффициент ослабления а = 0,8ч-0,85.

Исходя из требуемых площадей устанавливается тип сечения стерж­ней для поясов и решетки.

В зависимости от климатического района эксплуатации ферм (см. СНиП) высота сечения поясов не должна превышать 1/!0—1/15 длины панели, так как при большей высоте влияние изгибающих моментов от жесткости узлов возрастает и его надо учитывать в работе.

Основным размером стержней тяжелых ферм с двухстенчатыми се­чениями является расстояние между узловыми фасовками b (рис. 9.16, а, б, 0), которое определяет ширину стержней поясов и раскосов и со­храняется постоянным для всех элементов фермы. Обычно 6 — 400— 500 мм.

Узловые фасонки непосредственно накладывают на наружные грани, что дает наиболее простой тип узла. Однако это требует постоянства ширины между наружными поверхностями всех стержней фермы. Ввиду того что толщина вертикалов разных сечений неодинаковая, расстоя­ние в свету между их внутренними поверностями может получиться также разным. Выравнивание достигается постановкой прокладок в се­чениях с более тонкими вертикалами (рис, 9.16, в).

Пояса тяжелых ферм имеют в разных панелях разные сечения, связанные общностью типа и условиями сопряжения стержней в узлах. Поэтому сечения всех стержней одного пояса должны подбираться одно­временно. Перед началом подбора устанавливают тип сечения (Н-образ-ное, швеллерное, коробчатое), прием перехода от площади одного сечения к площади смежного и намечают места перехода от одного се­чения к смежному. Приемы изменения площади сечения зависят от типа сечения. В сварных Н-образных сечениях обычно изменяются высо­та и толщина вертикалов при сохранении постоянства расстояния между наружными гранями сечения. Горизонтал из условия необходимой ус­тойчивости и жесткости сечения должен иметь толщину не менее '/so расстояния между вертикалами и не менее 12 мм. Толщина вертикалов исходя из условий их устойчивости должна приниматься по табл. 8.5, при этом надо учитывать зависимость расчетного сопротивления стали, от толщины листа.

Основой швеллерных сечений являются два швеллера, которые про­ходят через все сечения (см. рис. 9.14, г).

Швеллерное сечение развивают путем добавления вертикальных ли­стов (см. рис. 9.14, д, е). Таким образом, высота швеллерных сечений может быть постоянной во всех стержнях.

После подбора сечений производят их проверку. Проверку сечений сжатых стержней ферм выполняют так же, как центрально-сжатых ко­лонн, по указаниям гл. 8: Н-образных—как сплошных, швеллерных — как сквозных с той разницей, что ширина b сечений здесь является за­данной, а не определяемой из условия равноустойчивости.

Раскосы при швеллерных или коробчатых поясах подбирают швел­лерного сечения (см. рис. 9.14,-г) или Н-образного (см. рис. 9.14, а или б) при Н-образных поясах. Швеллерные сечения более выгодны при работе на продольный изгиб и потому весьма часто применяются для длин­ных раскосов, но они более трудоемки при изготовлении по сравнению с Н-образными сечениями.

Ширину сечения раскосов определяют расстоянием между внутрен­ними гранями узловых фасонок; для простоты сопряжений на монта­же ширина их обычно берется на 2 мм меньше расстояния между граня­ми фасонок. Это можно игнорировать в расчете, но следует показывать на рабочих чертежах.

11. Виды сварных соединений

Сварные швы

Сварные швы классифицируют по конструктивному признаку, назна­чению, положению, протяженности и внешней форме.

По конструктивному признаку швы разделяют на стыковые и угло­вые (валиковые). В табл. 5.2 показаны виды, швов и необходимая форма разделки кромок соединяемых элементов различной толщины для обес­печения качественного соединения при автоматизированной и ручной сварке.

Стыковые швы наиболее рациональны, так как имеют наименьшую концентрацию напряжений, но они требуют дополнительной разделки кромок. При сварке элементов толщиной больше 8 мм для проплавления металла по всей толщине сечения необходимы зазоры и обработка кро­мок изделия (табл. 5.2). В соответствии с формой разделки кромок швы бывают V, U, X и К-образные. Для V- и U-образных швов, свариваемых с одной стороны, обязательна подварка корня шва с другой стороны для устранения возможных непроваров (рис. 5.2, и), являющихся источни­ком концентрации напряжений.

Начало и конец шва имеют непровар и кратер, являются дефектны­ми и их желательно выводить на технологические планки за пределы рабочего сечения шва, а затем отрезать (рис. 5.2,6).

При автоматической сварке принимаются меньшие размеры раздел­ки кромок швов вследствие большего проплавления соединяемых эле­ментов (табл. 5.2). Чтобы обеспечить полный провар шва, односторон­няя автоматическая сварка часто выполняется на флюсовой подушке, на медной подкладке или на стальной остающейся подкладке.

При электрошлаковой сварке разделка кромок листов не требуется, но зазор в стыке принимают не менее 14 мм.

Угловые (валиковые) швы наваривают в угол, образованный эле­ментами, расположенными в разных плоскостях. Применяющаяся при этом разделка кромок изделия показана в табл. 5.2.

Угловые швы, расположенные параллельно действующему осевому усилию, называют фланговыми, а перпендикулярно усилию — лобовыми.

Швы могут быть   рабочими или   связующими    (конструктивными),

Различают следующие виды сварных соединений: стыковые, вна­хлестку, угловые и тавровые (впритык) (рис. 5.1).

Стыковыми называют соединения, в которых элементы соединяются торцами или кромками и один элемент является продолжением другого (см. рис. 5.1, я). Стыковые соединения наиболее рациональны, так как имеют наименьшую концентрацию напряжений при передаче усилий, отличаются экономичностью и удобны для контроля. Толщина сварива­емых элементов в соединениях такого вида почти не ограничена. Стыко­вое соединение листового металла может быть сделано прямым или ко­сым швом. Стыковые соединения профильного металла применяются реже, так как затруднена обработка пх кромок под сварку.

Соединениями внахлестку называются такие, в которых поверхности свариваемых элементов частично находят друг на друга (см. рис. 5.1, б). Эти соединения широко применяют при сварке листовых конструкций из стали небольшой толщины (2—5 мм), в решетчатых и некоторых других видах конструкций. Разновидностью соединений внахлестку являются соединения с накладками, которые применяют для соединения элемен­тов из профильного металла и для усиления стыков,

Иногда стыковое соединение профильного металла усиливают на­кладками, и тогда оно называется комбинированным (см. рис. 5.1, в).

Соединения внахлестку и с накладками отличаются простотой обра­ботки элементов под сварку, но по расходу металла они менее эконо­мичны, чем стыковые. Кроме того, эти соединения вызывают резкую концентрацию напряжений, из-за чего они нежелательны в конструкци­ях, подвергающихся действию переменных или динамических нагрузок и работающих при низкой температуре.

Угловыми называют соединения, в которых свариваемые элементы расположены под углом (см. рис. 5.1, г).

Тавровые соединения (соединения впритык) отличаются от угловых тем, что в них торец одного элемента приваривается к поверхности дру­гого элемента (см. рис. 5.1,6). Угловые и тавровые соединения выполня­ются угловыми швами, широко применяются в конструкциях и отлича­ются простотой исполнения, высокой прочностью и экономичностью.

В ответственных конструкциях, в тавровых соединениях (например, в швах присоединения верхнего пояса подкрановой балки к стенке) же­лательно полное проплавление соединяемых элементов.

1. Болтовые соединения

Для соединения металлических конструкций помимо сварки приме­няют болты и заклепки. Болтовые соединения конструкций появились раньше сварных. Простота соединения и надежность в работе способст­вовали их широкому распространению в строительстве при монтаже ме­таллических конструкций.

Однако болтовые соединения более металлоемки, чем сварные, так как имеют стыковые накладки и ослабляют сечения элементов отверстиями для болтов. Последнее обстоятельство частично компенсировано допу­щением упруго-пластической работы элементов и введением коэффици­ента условий работы у>1, а для элементов стыка на высокопрочных болтах — уменьшением фактического ослабления за счет восприятия части действующего усилия трением между соединяемыми элементами за пределами ослабленного сечения.

В строительных конструкциях применяют болты грубой, нормальной и повышенной точности, высокопрочные, самонарезающие и фундамент­ные (анкерные). Болт для соединения конструкций имеет головку, глад­кую часть стержня длиной на 2—3 мм меньше толщины соединяемого пакета и нарезную часть стержня, на которую надевается шайба и на­винчивается гайка (рис. 6.1,а).

Болты грубой (ГОСТ 15589—70 с изм.) и нормальной (ГОСТ 7798— 70 с изм.) точности различаются допусками на отклонения диаметра болта от номинала. Для болтов грубой и нормальной точности отклоне­ния диаметра могут достигать соответственно 1 мм и 0,52 мм (для бол­тов rf^SO мм). Изготовляют болты из углеродистой стали горячей или холодной высадкой, иногда с последующей термообработкой. В зависи­мости от процесса изготовления различают несколько классов прочности болтов от—4,6 до 8,8 (табл. 6.1). Класс прочности болтов обозначен числами. Первое число, умноженное на 10, обозначает временное сопро­тивление (ав, кгс/мм2), а произведение первого числа на второе — пре­дел текучести материала (ат, кгс/мм2)'.

Болты в соединении ставят в отверстия на 2—3 мм больше диаметра болта, образованные продавливанием или сверлением в отдельных эле­ментах. В результате неполного совпадения отверстий в отдельных эле­ментах отверстие под болт имеет негладкую поверхность—«черноту» (тип С), что исключает плотную посадку болта в отверстие. Разница в диаметрах болта и отверстия облегчает посадку болтов и упрощает об­разование соединения; это большое преимущество таких болтов. Однако

неплотная посадка болта в отверстии повышает деформативность соеди­нения при работе на сдвиг и увеличивает неравномерность работы от­дельных болтов в соединении. Поэтому болты нормальной (и особенно грубой) точности не рекомендуется применять в конструкциях из стали с пределом текучести больше 380 МПа и в ответственных соединениях, работающих на сдвиг. Они находят широкое применение в монтажных соединениях, где болты работают на растяжение или являются крепеж­ными элементами.

Болты повышенной точности (ГОСТ 7805—70 с изм.) изготовляют также из углеродистой стали, и они имеют те же классы прочности, что и болты нормальной точности.

Поверхность ненарезной части тела болта обтачивается и имеет строго цилиндрическую форму. Диаметр отверстия для таких болтов не должен отличаться более чем на +0,3 мм от диаметра болта (плюсовый допуск для диаметра болта и минусовый допуск для отверстия не до­пускаются); поверхность отверстия должна быть гладкой, что может быть достигнуто сверлением отверстий в соединяемых элементах через специальные кондукторы-шаблоны, рассверловкой отверстий до расчет­ного диаметра после сборки элементов с ранее образованными отвер­стиями меньшего диаметра и, наконец, сверлением отверстий на проект­ный диаметр в собранных элементах (тип В).

Болты в таких отверстиях сидят плотно и хорошо воспринимают сдвигающие силы; однако недостаточность сил, стягивающих пакет, ухудшает его работу по сравнению с соединениями из высокопрочных болтах или на заклепках. Сложность изготовления и постановки болтов повышенной точности привела к тому, что соединения на таких болтах применяются редко

Высокопрочные болты (ГОСТ 22353—77 и ГОСТ 22356—77)  (сдвиго-устойчивые) изготовляют из легированной стали, готовые болты терми­чески обрабатывают (табл. 6.2). Высокопрочные болты являются болта­ми нормальной точности, их ставят в отверстия большего, чем болт, ди­аметра, но их гайки затягивают тарировочным ключом,   позволяющим создавать и контролировать силу натяжения болтов. Большая сила на­тяжения болта плотно стягивает соединяемые элементы и обеспечивает монолитность соединения. При действии на такое соединение сдвигаю­щих сил между соединяемыми элементами возникают силы трения, пре­пятствующие сдвигу этих элементов относительно   друг   друга.   Таким образом, высокопрочный болт, работая на осевое растяжение, обеспечи­вает передачу сил сдвига трением между   соединяемыми   элементами, именно  поэтому  подобное  соединение  часто  называют  фрикционным. Для увеличения сил трения поверхности элементов в месте стыка очи­щают от грязи, масла, ржавчины и окалины металлическими щетками, пескоструйным или дробеструйным аппаратом, огневой очисткой и не окрашивают.

Чтобы соединение с накладками с двух сторон работало надежно, необходима строго одинаковая толщина соединяемых элементов, так как даже при небольшой разности их толщин плотного прилегания элемен­тов добиться не удается и силы трения, а следовательно, и несущая спо­собность болта резко уменьшаются. Иногда между соединяемыми поверхностями, очищенными металли­ческими щетками, вставляют тонкую стальную прокладку, имеющую с двух сторон покрытие полимерным клеем с корундовым порошком. Та­кое решение позволяет выравнивать перепад плоскостей стыкуемых де­талей и одновременно дает высокий коэффициент трения.

Помимо сдвигоустойчивых, фрикционных соединений на высокопроч­ных болтах существуют соединения с «несущими» высокопрочными бол­тами, отличающиеся передачей сдвигающих усилий совместной работой сил трения, смятия и среза болта. Эти соединения будут иметь остаточ­ные перемещения, появляющиеся при преодолении начального трения и зависящие от плотности посадки болтов в отверстия, но зато их несущая способность существенно в 1,5—2 раза увеличивается и упрощается подготовка контактных поверхностей. Однако такие соединения не мо­гут быть рекомендованы в конструкциях, где остаточные перемещения нежелательны, и при вибрационных нагрузках.

Для улучшения работы соединения иногда также применяют комби­нированное клееболтовое соединение, в котором соединяемые поверхно­сти склеивают специальными клеями, а затем стягивают высокопрочны­ми болтами. Соединения на высокопрочных болтах обладают преиму­ществами обычных болтовых соединений по простоте устройства соеди­нения; по качеству работы они не уступают сварным соединениям, но уступают им по расходу металла. Применяются они в монтажных сое­динениях, имеющих большие сдвигающие силы, и при действии дина­мических и вибрационных нагрузок.

Самонарезающие болты (ТУ 34-5815-70) отличаются от обычных на­личием резьбы полного специального профиля на всей длине стержня для нарезания резьбы и завинчивания в ранее образованные отверстия соединяемых деталей (рис. 6.1,6). Материалом для них служит сталь СтЮкп термоупрочненная. Применяются они в основном rf —б мм для прикрепления профилированного настила к прогонам и элементам фах­верка, и их большим преимуществом является необходимость доступа к конструкции только с одной стороны.

Фундаментные (анкерные) болты (ГОСТ 24379.1—80) служат для передачи растягивающих усилий с колонн на фундамент. Их конструк­ция показана на рис. 6.1,е, а материалом служат стали марок ВСтЗкп2, 09Г2Си 10Г2С1,

2. Заклепочные соединения. Заклепочные соединения, являющиеся в прошлом основным видом соединений ме­таллических конструкций, из-за неудобств технологического процесса клепки (необхо­димость нагрева заклепок до температуры 800°С) и перерасхода металла на соеди­нение в настоящее время почти полностью вытеснены сваркой и высокопрочными бол­тами при монтаже. Они сохранили весьма ограниченное применение только в тяжелых конструкциях, подверженных воздействию динамических и вибрационных нагрузок, а также при использовании трудносвариваемых материалов — некоторые термообра-ботанные стали и алюминиевые сплавы. Заклепки изготовляют из специальной угле­родистой или низколегированнрй стали, обладающей повышенными пластическими свой­ствами. Отверстия в соединяемых элементах образуют так же, как в бол­товых соединениях. В образованные отверстия вставляют стержень заклепки, ударами пневматического молотка или давлением клепальной скобы его осаживают, увеличивая в диаметре, плотно заполняя отверстие с одновременным образованием за­мыкающей головки.

Клепку ведут горячим и холодным способами. При горячей клепке разогретую до ярко-красного каления заклепку вставляют в отверстие и клепкой образуют замыкающую головку. Поставленная заклепка, остывая, стягивает соединяемые эле­менты, что существенно улучшает работу соединения на сдвигающие силы благодаря возникающим при этом силам трения.

При холодной клепке, выполняемой только на заводе, металл заклепки пластически деформируется клепальной скобой, образуя замыкающую головку. Сила стягивания за­клепкой соединяемых элементов при этом получается значительно меньшей, однако сам процесс клепки более прост.

Работа заклепочных соединений на сдвиг носит промежуточный характер между работой обычных и высокопрочных (сдвигоустойчивых) болтов, так как силы стяги­вания пакета значительны, но недостаточны для восприятия сил сдвига только тре­нием. Поэтому' расчет их аналогичен расчету обычных болтов, а наличие сил трения учитывается повышением расчетных сопротивлений. Однако действующий СНяП 11-23-81 не дает расчетных указаний о заклепоч­ных соединениях, и при усилении существующих клепаных конструкций надо пользоваться норма­тивными указаниями прошлых лет.

1. Типы болтовых и заклепочных соединений. Различают две конструктивные разновидности соединений — стыки и прикрепления элементов друг к другу.

Стыки листового металла осуществляют двусторонними (рис. 5.7, а) или односторонними (рис. 6.7, б) накладками. Двусторонние накладки, обеспечивающие симметричную передачу усилия, предпочти-гельнее. Стыки с односторонней накладкой дают эксцентричное соедине-iue, в котором силовой поток отклоняется от своего первоначального вправления, возникают изгибающие моменты, и необходимое по расчету

Стыки профильного металла (рис. 6.8) выполняют накладками: уголки —уголковыми, двутавры и швеллеры — листовыми. Благодаря значительной жесткости самого соединяемого профиля эксцентриситет прикрепления накладок слабо сказывается на работе соединения, в свя­зи с чем число болтов против расчетного не увеличивается.

Прикрепление элементов осуществляют внахлестку (рис. 6.9). Для работы соединения предпочтительнее симметричное прикрепление эле­ментов с двух сторон (рис. 6.9, а). При одностороннем прикреплении жесткого элемента к гибкому, например уголка к фасонке (рис. 6.9,6), появляется эксцентриситет, что требует увеличения числа болтов соеди­нения на 10 % против расчетного.

Если возможная длина прикрепления элемента ограничена, то часть болтов располагают на специальных коротышах (рис. 6.9, в). Из-за увеличения пути передачи усилия через коротыш и большей деформативности соединения число болтов на одной из полок коротыша увели­чивают на 50 % против расчетного.

При конструировании болтовых соединений следует стремиться к применению болтов одного диаметра в пределах каждого конструктив­ного элемента и к наименьшему числу диаметров болтов во всем^соору-жении. Наибольшее применение находят в конструкциях средней мощ­ности болты диаметром tf=20—24 мм, а в тяжелых конструкциях диа­метром d = 24—30 мм.

Допускается элементы в узле крепить одним болтом. В соединениях на высокопрочных болтах в случае перепада плоскостей стыкуемых де­талей от 0,5 до 3 мм на выступающей детали должен быть сделан скос с уклоном 1 : 10. При перепадах более 3 мм необходимо применять про­кладки из стали той же марки, что и в конструкции, обработанные с двух сторон тем же способом, каким обрабатывались детали соединения.

2. Размещение болтов. При конструировании соединения следует стремиться к наилучшей передаче усилия с одного элемента на другой кратчайшим путем при одновременном обеспечении удобства выполнения соединения. В стыках и узлах прикреплений (для экономии материала накладок) расстояние между болтами должно быть минимальным.

В слабо работающих (связующих, конструктивных)" соединениях рас­стояние должно быть максимальным, чтобы уменьшить число болтов. Болты располагают в соединении по прямым линиям — рискам, па­раллельным действующему усилию. Расстояние между двумя смежными рисками называется дорожкой, а расстояние между ДВУМЯ смежными по риске болтами — шагом (рис. 6.10). Расстояние между центрами бол­тов и заклепок принимают по табл. 6.6 и рис. 6ЛО. Минимальное рас­стояние, указанное в табл. 6.6, определяют условиями прочности основ­ного материала. Максимальное расстояние определяют устойчивостью сжатых частей элементов в промежутках между болтами или условием плотности соединения растянутых элементов во избежание попадания в щели влаги и пыли, способствующих коррозии элемента. В профильных элементах (уголках, двутаврах, швеллерах) положе­ние рисок и возможные диаметры отверстий должны отвечать требуе­мой прочности элемента и практической возможности постановки бол­тов в соединениях. Риски на профильных элементах приведены в спра­вочниках металлических конструкций (МК). Для облегчения пользования кондукторами для сверления отверстий желательно иметь шаг и дорожку, кратную 40мм

12. Компоновка многопролетных рам

При проектировании многопролетных рам нужно учесть, что для до­стижения максимальной типизации конструкций каркаса желательно, чтобы все пролеты были равными и имели одинаковую высоту.

По условиям технологии производства не всегда удобны одинаковые пролеты, тогда нужно стремиться, чтобы количество их размеров было наименьшим {рис. 11.4,а). Наиболее часто здания проектируются с пло­ской кровлей (уклон 1,5 %) и внутренними водостоками.

Для неотапливаемых зданий необходимо устройство наружного от­вода воды. Иногда внутренние водостоки оказываются неприемлемыми по условиям технологического процесса (например, для сталеплавильных цехов). В таких случаях необходимо устройство двускатных покрытий, применение которых возможно из условия обеспечения водоотвода и аэрации при ширине здания до 70—80 м (рис. 11.4,6).

Проектирование отдельных пролетов с различной полезной высотой в многопролетных зданиях вызывается разнохарактерными условиями производства. В многопролетных зданиях с большими производственны­ми тепло- и газовыделениями рациональны перепады по высоте (при достаточной их величине). Требования освещенности заставляют в от­дельных случаях использовать перепады высот смежных пролетов для устройства дополнительного бокового освещения.

При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с раз­личной высотой пролетов приходится решать вопрос о применении в этих пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для малых бо­ковых пролетов самыми простыми являются односкатные покрытия (см. рис. 11.4,6). Для больших смежных пролетов при возможности устрой­ства внутреннего водостока наиболее целесообразны двускатные фермы (см. рис. 11.4, а)' с различными уклонами i верхнего пояса. В случае невозможности устройства внутреннего водостока применяются односкатные покрытия. На   выбор   уклона   покрытия   влияет   тип   кровли, При рулонной кровле наиболее часто проектируются плоские покрытия

-

Мощные технологические агрегаты, особенно в металлургической промышленности, требуют иногда устройства в цехе тяжелых рабочих площадок, по которым двигаются железнодорожные составы, этажного расположения оборудования, повышенной аэрации, что вынуждает про­ектировать поперечную конструкцию цеха достаточно сложного профи­ля (рис. 11.4, в).

При компоновке многопролетных рам для наибольшей унификации объемно-планировочного решения установлен ряд общих рекомендаций и правил.

Следует стремиться к тому, чтобы здание было прямоугольным в плане, имело одинаковые пролеты и единую высоту. Если по условиям технологии это невозможно, то повышенные пролеты нужно группиро­вать по одну сторону от пониженных, число различных размеров про­летов всегда должно быть наименьшим. Перепады высот повышенной и пониженной частей здания меньше 1,8 м делать не допускается; все здание в этом случае целесообразно сделать одной высоты (по наиболь­шей высоте). Перепад высот смежных пролетов величиной 1,8 м целе­сообразен, если ширина пониженной части 5г60 м; перепад 2,4 м допу­скается, если ширина пониженной части ^36 м.

Определение компоновочных размеров для крайних рядов многопро­летных рам производится точно так же, как для однопролетных. Если в различных пролетах здания одной высоты краны имеют разную грузоподъемность, то размер Н2 (см. рис. 11.3) принимается по наибольшему крану. В этом случае при одинаковых отметках верха подкрановых ба­лок будет обеспечен {с запасом) габарит для кранов меньшей грузо­подъемности.

Компоновочные размеры средних колонн Яь Я2, Я0 для зданий без перепада высот (пролеты Л— Б, Б—В на рис. 11.4, а) принимаются та­кими же, как и для крайних. Заглубление средних колонн ниже уровня пола принимается одинаковым с крайними (600 — 1000 мм). Высоту се­чения верхней части средней колонны Лв в зависимости от грузоподъем­ности кранов и высоты колонны принимают 400, 700, 1000 мм. Высота сечения нижней части йн=2£, (рис. НА, г).

При наличии в смежных пролетах кранов разной грузоподъемности может оказаться, что привязки 1 крановых рельсов к оси колонны для правого и левого крана различны, и нижняя часть колонны будет асим­метрична относительно разбивочной оси. Для средних колонн без пе­репада высот такие колонны обычно не проектируют, привязывая оба крановых рельса по наибольшему из размеров.

Определение компоновочных размеров рамы у рядов с перепадом вы­соты приведено на рис. 11.4, д, где изображена колонна в месте перепа­да высот, причем смежные пролеты разделены стенкой (на рисунке за­штрихована). В этом случае привязка кранового рельса низкого проле­та к разбивочной оси, очевидно, должна быть не менее, мм

где а — наружная привязка верхнеГ' части колонны; fCT — толщина стены; 450 мм — • габарит прохода с ограждением; В} — выступающая за рельс часть крана; 75 мм — необходимый зазор между краном и ограждением прохода.

Размер 1 принимают с округлением до 250 мм в большую сторону. Высота сечения нижней части колонны AH=/1-f-i1 с привязкой граней асимметрично относительно разбивочной оси. Аналогичным образом ус­танавливают компоновочные размеры поперечных рам различных кон­фигураций.

Размеры подстропильных ферм (высота и длина панелей) увязыва­ются с высотой и шагом стропильных.

13. Стальные листовые конструкции. Резервуары, газгольдеры, трубы большого диаметра. Особенности расчета и конструирования. Примеры компоновки.

Листовыми называются конструкции, состоящие в основном из ме­таллических листов и предназначенные для хранения или транспорти­рования жидкостей, газов и сыпучих материалов.

К листовым конструкциям относятся: резервуары для хранения неф­тепродуктов, воды и других жидкостей; газгольдеры для хранения и распределения газов; бункера и силосы для хранения и перегрузки сы­пучих материалов; трубопроводы больших диаметров для транспорти­рования жидкостей, газов и размельченных или разжиженных твердых веществ; специальные конструкции металлургической, химической и других отраслей промышленности {кожухи доменных печей, воздухона­гревателей, пылеуловителей, электрофильтров, сосуды химической и нефтегазовой аппаратуры"и т. д.); дымовые и вентиляционные трубы, сплошностенчатые башни, градирни; защитные сооружения-оболочки АЭС.

ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА

Большинство листовых конструкций является тонкостенными обо­лочками вращения. Поверхности таких оболочек имеют одну или две (для сферических оболочек) оси симметрии и два радиуса кривизны, перпендикулярные поверхности: г — меридиональный радиус, образу­ющий кривую вращения; г2 — кольцевой радиус вращения с началом на оси симметрии (рис. 21.1, а).

Оболочкой называется тело, ограниченное двумя поверхностями, расстояние между которыми (толщина оболочки t) мало по сравнению с другими ее размерами. Большинство оболочек имеет постоянную тол-шину, поэтому геометрия их определяется формой срединной поверх­ности.

Геометрия поверхности оболочки характеризуется гауссовой кривиз­ной. Различают оболочки: положительной гауссовой кривизны — сфе­рические и эллиптические; нулевой гауссовой кривизны —цилиндриче­ские и конические; смешанной кривизны — торообразные.

Под действием произвольной внешней нагрузки в оболочках возни­кают две группы усилий: 1) нормальные N и N2 и сдвигающие S и S2

усилия, действующие в плоскостях, касательных к срединной поверхно­сти оболочки (рис. 21.1,6); 2) изгибающие моменты Mi и М2, крутящие моменты М12 и Mz и поперечные силы Ql и Q2 {рис. 21.1, в).

Особенностью оболочек по сравнению с пластинками является то, что внешняя нагрузка уравновешивается в них в основном нормальны­ми и сдвигающими усилиями, поэтому оболочки работают главным об­разом на растяжение и сжатие, в связи с чем материал в них использу­ется более выгодно, чем в пластинках.

Если по толщине стенки оболочки напряжения постоянны, то напря­женное состояние оболочки называется безмоментным и приводится к определению усилий первой группы. Если напряжения приводятся к усилиям второй группы, то напряженное состояние оболочки называет­ся моментным. В зависимости от вида напряженного состояния разли­чают безмоментную и моментную теории оболочек.

Оболочки называются тонкостенными при //г<1/30, что всегда соб­людается для листовых конструкций. В соответствии с гипотезами Кирхгофа —Лява современными теориями расчета тонкостенных обо­лочек принято, что основное напряженное состояние оболочки на уча­стках, удаленных от ее краев, можно считать безмоментным.

 ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ, КЛАССИФИКАЦИЯ И НАЗНАЧЕНИЕ РЕЗЕРВУАРОВ

Резервуарами называются сосуды, предназначенные для хранения нефти, нефтепродуктов, сжиженных газов, воды, жидкого аммиака, кис­лот, технического спирта и других жидкостей.

В зависимости от положения в пространстве и геометрической фор­мы резервуары делятся на цилиндрические (вертикальные, горизон­тальные), сферические, каплевидные, траншейные и др.

По расположению относительно планировочного уровня строитель­ной площадки различают надземные (на опорах), наземные, полуза­глубленные, подземные и подводные резервуары.

Резервуары могут быть постоянного и переменного объемов. Тип ре­зервуара выбирают в зависимости от свойств хранимой жидкости, ре­жима эксплуатации, климатических особенностей района строительства. Широкое распространение имеют вертикальные и горизонтальные ци­линдрические резервуары как наиболее простые при изготовлении и монтаже. Резервуары со стационарной крышей являются сосудами низ­кого давления, в которых хранятся нефтепродукты при малор! их обора­чиваемости (10—12 раз в год). В этих резервуарах при наполнении жидкостью образуется избыточное давление в паровоздушной зоне (до 2 кПа), а при опорожнении — вакуум (до 0,25 кПа).

Для хранения нефти и легкоиспаряющихся нефтепродуктов при большой оборачиваемости применяют резервуары с плавающей крышей, и понтоном. В них практически отсутствуют избыточное давление и ва­куум.

Резервуары повышенного давления (до 30 кПа) применяются для длительного хранения нефтепродуктов при их оборачиваемости не более 10—12 раз в год.

Для хранения больших объемов сжиженных газов применяют шаро­вые резервуары, для хранения бензина с высокой упругостью паров — каплевидные резервуары.

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ, КЛАССИФИКАЦИЯ И НАЗНАЧЕНИЕ ГАЗГОЛЬДЕРОВ

Газгольдерами называются сосуды, предназначенные для хранения и смешивания газов. Их включают в газовую сеть между источниками получения газа и его потребителями в качестве своеобразных аккумуля­торов, регулирующих потребление газа.

Газгольдеры применяют на металлургических, коксохимических и газовых заводах, в химической и нефтеперерабатывающей промышлен­ности, в городском хозяйстве для хранения природного или искусствен­ного газа и т. д.

По конструкции и характеру эксплуатации газгольдеры делятся на две группы: газгольдеры переменного объема (мокрые и сухие) и газ­гольдеры постоянного объема.

Газгольдеры переменного объема называют газгольдерами постоян­ного низкого давления, так как давление газа в них не превышает 4— 5 кПа. Газгольдеры постоянного объема имеют внутреннее давление га­за в пределах 250—2000 кПа и являются сосудами высокого давления.

Основные положения расчета. Газгольдеры переменного объема рассчитывают по методу предельных состояний в соответствии с указа­ниями специальных технических условий и главы СНиП П-23-81. В рас­четах учитывают следующие коэффициенты перегрузки: для собствен­ного веса конструкций rat —1,1; для давления газа под колоколом л2 = = 1,2; для давления воды в резервуаре п=,1; для полезной (времен­ной нагрузки (2 кН/м2) на обслуживающие площадки и лестницы га=1,2; для снега на колоколе — на всей крыше или на половине по­верхности крыши интенсивностью, соответствующей данному району строительства, согласно СНиП [9], но не менее I кН/м2 (III район), п=1,4, при этом нагрузка на всей крыше, несмотря на сферическую ее поверхность, не уменьшается; для ветровой нагрузки с аэродинамичес­ким коэффициентом &~0,7 л =1,2.

При расчетах учитывают следующие сочетания нагрузок: основ­ные-— вес конструкций, давление газа и воды, снег на всей крыше или на половине ее поверхности, временные нагрузки на площадке; допол­нительные: а) нагрузки основные с односторонней снеговой нагрузкой, ветер, температурные и монтажные воздействия; б)' нагрузки основные без учета снеговой нагрузки, ветровая нагрузка; особые — нагрузки от собственного веса, воды и снега, сейсмические воздействия. Коэффици­енты сочетания нагрузок принимают по СНиП [9].

14. СОСТАВ КАРКАСА И ЕГО КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ

Каркасы производственных зданий в большинстве случаев проекти­руются так, что несущая способность (включая жесткость) поперек

здания обеспечивается поперечными рамами, а вдоль — продольными элементами каркаса, кровельными и стеновыми панелями.

Поперечные рамы (см. рис, 10.1) каркаса состоят из колонн (стоек рамы) и ригелей (в виде ферм или сплошностенчатых сечений).

Продольные элементы каркаса — это подкрановые конструкции, под­стропильные фермы, связи между колоннами и фермами, кровельные прогоны (или ребра стальных кровельных панелей).

Кроме перечисленных элементов в составе каркаса обязательно име­ются конструкции торцевого фахверка (а иногда и продольного), пло­щадок, лестниц и других элементов здания.

Конструктивные схемы каркасов достаточно многообразны. В карка­сах с одинаковыми шагами колонн по всем рядам наиболее простая кон­структивная схема — это поперечные рамы, на которые опираются под­крановые конструкции, а также панели покрытия или прогоны (рис. 10.2, а, 6). Такое конструктивное решение обеспечивает выполнение экс­плуатационных требований в большинстве машиностроительных цехов, в которых оборудование удобно размещается при относительно неболь­ших шагах колонн по внутренним рядам (6—12 м). Технологии произ­водств, размещенных во многих цехах металлургического производства (прокатные цехи, цехи раздевания слитков и т.д.), также позволяют ис­пользовать эту схему. Такая схема удобна для бесфонарных зданий и для зданий с продольными фонарями.

При необходимости освещения с помощью поперечных фонарей их конструкции также могут быть использованы для опирания панелей по­крытия (рис. 10.2,а, в). При необходимости больших шагов колонн по всем рядам можно использовать схему с продольным фонарем, несу­щим часть нагрузки от покрытия (рис. 10.2,г). На конструкции фона­ря опираются прогоны, расположенные параллельно фермам. Для опирания другого конца прогонов между колоннами устраивается подстро­пильная ферма. В случаях повышенных требований по освещенности помещений иногда используются каркасы с шедовым покрытием (рис. 10.2, д), в которых на ригели рам опираются конструкции поперечных фонарей, а на них —прогоны или панели покрытия.

При больших пролетах и шагах колонн эффективно применяются каркасы с пространственным ригелем (рис. 10.2, е). Ригель рамы вы­полняется в виде коробчатого сквозного сечения с консолями, на кото­рые опираются конструкции фонаря.

При относительно небольших пролетах используются сплошные рам­ные каркасы _(рис. 10.2, ж) для одно- и многопролетных зданий с пролетами 12—24 м, высотой помещения 5—8 м без мостовых кранов и с кранами грузоподъемностью до 20 т, с фонарями и без. Эти каркасы выполняются в виде бесшарнирных систем, трехшарнирных, трехшар-нирных с затяжкой. Мостовые краны опираются на консоли или уста­навливаются на легкие крановые эстакады. Каркасы очень удобны в из­готовлении, транспортировке, монтаже. Сечения рам составные из швел­леров и листовой стали или из гнутосварных профилей. Производство таких каркасов поставлено на поток, и в связи с этим они весьма эко­номичны. Использование таких схем при изготовлении малыми серия­ми экономически не оправдано, так как они всегда несколько тяжелее, чем сквозные системы.

Б цехах, где по средним рядам шаг колонн должен быть больше, чем по крайнему ряду, устанавливаются подстропильные фермы, на кото­рые опираются ригели рам (см. рис. 10.3, а, разрез 2—2). При кранах большой грузоподъемности и с большим расстоянием между колонна­ми часто оказывается целесообразным совместить функции подстро­пильных ферм и подкрановых конструкций и предусмотреть по средне­му ряду подкраново-подстропильную ферму (см. рис. 10.3,6, разрез 2— 2), на верхний пояс которой опирается кровля, а на нижний — краны. Конструктивные схемы каркасов различаются видом сопряжений (жесткое, шарнирное) ригеля с колонной. При жестком сопряжении  (рис. 10.4, а)" конструкция узла крепления фермы к колонне обеспечива­ет передачу моментов и в расчетной схеме принимается жесткий узел. При жестком сопряжении горизонтальные перемещения рам меньше, чем при таких же воздействиях на раму с шарнирным сопряжением.

Большая жесткость необходима в цехах с мостовыми кранами, ра­ботающими весьма интенсивно. В этих цехах горизонтальные перемеще­ния колонн могут препятствовать нормальной эксплуатации мостовых кранов. Однако жесткое сопряжение препятствует типизации ферм, на которые в этом случае передаются значительные опорные моменты, раз­ные для рам с разными параметрами. Поэтому жесткое сопряжение можно рекомендовать главным образом для однопролетных каркасов большой высоты при кранах ВТ и Т режимов работы с числом циклов загружения крановой нагрузкой 2Х106 и более. В остальных однопро­летных каркасах более целесообразно шарнирное сопряжение (рис. 10.4,6).

В многопролетных цехах горизонтальные нагрузки на одну раму вос­принимаются несколькими (а не двумя, как в однопролетных) колонна­ми, и поэтому даже в цехах большой высоты часто оказывается возмож­ным использовать шарнирное сопряжение.

В многопролетных цехах с пролетами разной высоты возможны ре­шения, при которых часть узлов проектируется жесткими, а часть — шарнирными (рис. 10.4, в).

Оттирание колонн на фундаменты в плоскости рам обычно конструи­руется жесткими (см. рис. 10.2, 10.3, 10.4,а—в), но возможно решение, при котором только часть колонн сопрягается с фундаментом жестко, а часть — шарнирно (рис. 10.4,г). Такое решение часто оказывается эко­номически выгодным при больших тепловыделениях во время эксплуа­тации здания.

Подкрановые конструкции в большинстве случаев опираются на ко­лонны каркаса, но возможны и конструктивные решения, при которых внутри цеха проектируется специальная крановая эстакада, состоящая из колонн, связей между ними, подкрановых и тормозных балок. Эста­када на вертикальные нагрузки работает раздельно с каркасом, и та­кое решение может оказаться целесообразным тогда, когда ожидается (после некоторого срока эксплуатации) увеличение грузоподъемности мостовых кранов.

Каркасы промышленных зданий изредка проектируются в виде ви­сячих конструкций, складок, оболочек, структур.

16. Подбор сечения и проверка несущей способности прокатных балок

Расчет на прочность прокатных балок, изгибаемых в одной из глав­ных плоскостей, производится по изгибающему моменту по формуле

Поэтому требуемый момент сопротивления балки «нетто» можно опре­делить по формуле

где R — расчетное сопротивление стали по изгибу; -у — коэффициент условий работы конструкции.

Выбрав тип профиля балки по требуемому моменту сопротивления, по сортаменту подбирают ближайший больший номер балки. Для раз­резных балок сплошного сечения из стали с пределом текучести до 580 МПа, находящихся под воздействием статической нагрузки, обеспечен­ных от потери общей устойчивости и ограниченной величине касатель­ных напряжений в одном сечении с наиболее неблагоприятным сочета­нием М и Q, следует использовать упругопластическую работу материа­ла и проверять их прочность по формулам:

при изгибе в одной из главных плоскостей и

при изгибе в двух главных плоскостях и т^0,5^ср

где Мтах,Мх,Му — значения изгибающих моментов; при т«0,5/?Ср ci = c; при 0,5/?сР< <т<0,9/?Ср ci = l,05pc; c,cf,ca принимаются по прил. 5; #Ср — расчетное сопротивление срезу (сдвигу); Й^нт, WI.HT, WV.HT — моменты сопротивления сечения нетто относитель-

но главных осей; р=У (1 — (t/#Cp)2]/[l— а(т//?ср)2] и t = Qlth; u = 0,7 для двутавро­вого сечения, изгибаемого в плоскости стенки, а = 0 для других типов сечений.

При наличии зоны чистого изгиба в формулах (7.10) и (7.11) вместо

коэффициентов сь сх и су следует принимать:

Для случая учета упругопластической работы при изгибе балки в одной из главных плоскостей подбор сечений можно производить по требуемому моменту сопротивления нетто по формуле

где первоначально принимается Ci=l,f, а затем уточняется.

Подобранное сечение проверяют на прочность от действия касатель­ных напряжений по формуле

где  Qmax — наибольшая  поперечная сила   на  опоре;    5 и  / — статический   момент  и момент инерции сечения; /Сг — толщина стенки балки.

Помимо проверок прочности балки необходимо в местах с больши­ми нормальными напряжениями проверять их общую устойчивость (см. гл. 3).

Устойчивость балок можно не проверять при передаче нагрузки че­рез сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный, а также при отношении рас­четной длины участка балки между связями, препятствующими попе­речным смещениям сжатого пояса балки /0 к его ширине 6, не превы­шающем: при 1<А/6г^6 и

где Ъ и f — соответственно ширина и толщина сжатого пояса; А0 — расстояние (высота)  между осями поясных листов; б=[1— 0,7- - —    ]  (для сечений балок, работающих упруго, о=1).

При недостаточном закреплении сжатого пояса балки ее общую ус­тойчивость проверяют по формуле

где    — момент сопротивления для сжатого пояса; ^=0,95 — коэффициент условий работы при проверке общей устойчивости балок.

Для балок двутаврового сечения с двумя осями симметрии фб — cpi при ф!<0,85 и «ре— 0,68-1-0,21 cpj при ф!>0,85. В этом случае критичес­кие напряжения потери устойчивости находятся в зоне упругопластиче­ской работы материала и определяются по формуле

где коэффициент ф принимают по прил. 6 в зависимости от закрепле­ния балки, вида и места приложения нагрузки и параметра а, характе­ризующего сечение. Для двутавровых балок с двумя осями симметрии при двух и более закреплениях сжатого пояса в пролете, делящих про­лет на равные части, при любом виде нагрузки, приложенной к любому из поясов, коэффициент ip = 2,25-bO,07a при 0 Для прокатных двутавров

 — момент инерции сечения при кручении.

Проверка устойчивости балок швеллерного и других типов сечений имеет свои особенности и должна проводиться в соответствии с указа­ниями СНиП.

Если при проверке выясняется, что общая устойчивость балки не обеспечена, то следует уменьшить расчетную длину сжатого пояса, изменив схему связей.

Проверка местной устойчивости поясов и стенки прокатных балок не требуется, так как она обеспечивается их толщинами, принятыми из условий проката.

17. Изменение сечения балки по длине

Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибаю­щему моменту, можно уменьшить в местах снижения моментов (в раз­резных балках — у опор). Однако каждое изменение сечения, дающее экономию материала, несколько увеличивает трудоемкость изготовления балки, и потому оно экономически целесообразно только для балок пролетом 10—12 м и более.

Изменить сечение балки можно, 'уменьшив ее высоту или сечение поясов (рис. 7.13). Изменение сечения уменьшением высоты стенки балки (см. рис. 7.13, а) более сложно, может потребовать увеличения толщины -стенки для восприятия касательных напряжений, а потому применяется редко.

Сечение балки можно изменить уменьшением ширины или толщины пояса. В сварных балках распространено изменение ширины пояса (см. рис. 7.13, 6"), высота балки при этом сохраняется постоянной (верхний пояс гладкий и возможны как поэтажное опирание балок, поддержива­ющих настил, так и укладка рельса подкрановой балки); менее удобно изменять толщину пояса, так как балка оказывается неодинаковой вы­соты (см. рис. 7.13, в), при этом усложняется и заказ стали.

В клепаных балках и балках с поясными соединениями на высоко­прочных болтах сечения изменяют уменьшением или увеличением числа горизонтальных листов (см. рис. 7.13, г).

В разрезных сварных балках пролетом до 30 м принимается одно изменение сечения пояса (по одну сторону от оси симметрии балки по длине). Введение второго изменения сечения поясов экономически не­целесообразно, так как дает дополнительную экономию материала лишь на 3—4 %. Более значительной экономии стали можно достигнуть путем непрерывного изменения ширины поясов (см. рис. 7.13, д), полу­чаемого диагональным раскроем широкополосной стали кислородной резкой. Однако оно связано с увеличением трудоемкости изготовления балки и применяется редко.

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место изменения сечения поясов однопролетной сварной балки находится на расстоянии примерно 1/& пролета балки от опоры: Действующий в этом месте момент может быть найден графически по эпюре моментов или по формуле

В балках переменного сечения развитие пластических деформаций следует учитывать только в одном сечении с наиболее неблагоприятным сочетанием М и Q, в остальных сечениях развитие пластических дефор­маций не допускается.

По моменту MI (х) определяют необходимый момент сопротивления сечения балки исходя из упругой работы материала и подбирают новое

сечение поясов. Ширина поясов при этом должна отвечать следующим условиям:

Возможен и другой подход. Задают ширину поясного листа уменьшен­ного сечения и определяют изгибающий момент, который может вос­принять сечение:

при M(x^ = Mi находят расстояние х от опоры, где изменяется сечение пояса.

Стык различных сечений пояса может быть прямым или косым. Прямой шов удобнее, но он будет равнопрочен основному металлу в растянутом поясе только при обязательном выводе концов шва на под­кладки и автоматической сварке или при ручной сварке с применением физических методов контроля. Иногда, желая упростить стык растяну­того пояса балки, делают его прямым с ручной или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов контроля шва. В этом случае уменьшенное сечение пояса балки принимают из условия прочности стыкового шва на растяжение.

В балках с поясными соединениями на заклепках или болтах сече­ния изменяют количеством поясных листов (рис. 7.13, г).

Пример 7,4. Требуется изменить сечение сварной балки, подобранной в прим. 7.3 по длине. Место изменения сечения принимаем на расстоянии Ye пролета от опоры (рис. 7.14). Сечение изменяем уменьшением ширины поясов. Разные сечения поясов соединяем сварным швом встык электродами Э42 без применения физических методов контроля, т.е. для растянутого пояса /?СВ=0,85Я (см. гл. 5, § 4). Определяем расчет­ный момент и перерезывающую силу в сечении:

Подбор измененного сечения ведем по упругой стадии работы материала по форму­ле (7.9) аналогично прим. 7.3.

Определяем требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного се­чения исходя из прочности сварного стыкового шва, работающего на растяжение:

1. Структура САПР. Виды обеспечения.

     Составными структурными частями САПР являются подсистемы,  в которых при помощи  различных комплексов средств выполняется решение функционально законченных  задач в определенной последовательности. Как мы уже определили выше, подсистемы САПР  сами обладают всеми свойствами системы, т.е. обычно реализуют вполне законченные этапы или стадии  проектирования или группу непосредственно связанных между собой проектных задач.

Такого типа подсистемы называют проектирующими.

Примером подсистемы может служить, например, любая программная система  на персональном компьютере, осуществляющая проектирование управляющей программы, скажем,  для токарных станков с  ЧПУ по заданному чертежу детали, получаемому из другой проектирующей подсистемы.

Помимо проектирующих подсистем в САПР используются подсистемы, которые принято называться обслуживающими. Например, ясно, что если вы используете некоторую базу данных, и соответственно некоторую СУБД, то система управления базами данных сама по себе ничего не проектирует, а лишь управляет процессом  хранения, накопления, модификации и поиска данных, необходимых вам для проектирования.

Каждая подсистема строится на основе различных, но взаимосвязанных средств автоматизации. Эти средства можно условно разбить, опять же, на семь типов, которые называются видами обеспечения САПР, а именно:

1) математическое обеспечение ;

2) программное обеспечение ;

3) информационное обеспечение ;

4) техническое  обеспечение ;

5) лингвистическое обеспечение ;

6) методическое обеспечение ;

7) организационное обеспечение ;

Основу математического обеспечения составляют алгоритмы, по которым разрабатывается программное обеспечение САПР. Элементы математического обеспечения в САПР чрезвычайно разнообразны. Они зависят, конечно,  от особенностей объекта проектирования, и могут быть как в достаточной мере инвариантными, так и весьма специфическими. Скажем, все системы, проектирующие трехмерные объекты, должны использовать методы построения и  описания такого рода объектов, т.е. математический аппарат вычислительной геометрии, который в известной мере можно считать инвариантным. При решении оптимизационных задач используются различные методы поиска экстремумов, многие из которых применяются только в конкретной предметной области.

Программное обеспечение подразделяют на общесистемное и специальное. Разделение вполне понятное и особых комментариев не требует. Ясно, что операционные системы относятся к  первому виду ПО, а , скажем,  программное обеспечение для прогнозирования погоды в Екатеринбурге- к очень специальному.

В общесистемном программном обеспечение выделяют, в свою очередь, такой компонент как базовое программное обеспечение, т.е. такое, которое не является объектом разработки при создании программного обеспечения, например, какая-либо СУБД.    

Информационное обеспечение представляет собой совокупность данных, размещенных на различных носителях информации,  которые используются для проектирования. Это могут быть различные справочники, таблицы, промежуточные проектные решения, параметры проектируемого изделия и т.п., в общем, все, что угодно.  Иногда  совокупность такого рода данных называют еще информационным фондом. Формы организации информационного обеспечения в компьютере могут быть  различны, например:  файлы или библиотеки. Библиотечная форма организации данных широко применяется в отечественных ЭВМ типа ЕС или СМ.  Наиболее естественным и распространенным способом ведения информационного фонда  в настоящее время является формирование баз данных, доступ к которым осуществляется различными  системами управления базами данных.

Остановимся более подробно  на проблемах  выбора технических средств САПР.

Как мы уже отмечали ранее, к техническим средствам САПР относятся не только компьютеры, но и различные  технические устройства, приборы, периферийные средства, которые необходимы для обеспечения процесса проектирования.  К периферийным техническим средствам  относятся, в частности, графопостроители и перфораторы (устройства вывода информации на перфоленту).  Причем, если для функционирования наиболее распространенных  графопостроителей, как правило, в базовом программном обеспечении САПР имеются необходимые  программные средства (драйверы), то для стыковки, скажем, IBM-совместимых персональных компьютеров и широко распространенных   на предприятиях перфораторов типа ПЛ150М  необходимы уже  дополнительные технические устройства (адаптеры).

2. Операционные системы

Остановимся несколько подробнее на компьютерах, применяемых в САПР.

Очевидно, что подавляющая часть компьютеров, используемых в настоящее время в нашей стране для автоматизации проектирования(впрочем, и не только  для этих целей) представляют собой IBM-совместимые персональные компьютеры. Надо отметить, что термин “IBM-совместимые” сейчас используется реже, больше говорят о “платформах”, аппаратной  или программной. Для персональных компьютеров аппаратная платформа определяется типом процессора (часто говорят: “интелловская“ платформа), а программная - типом операционной системы (MS DOS или MS WINDOWS). Впрочем, терминология здесь очень не устоявшаяся. И не всегда люди, использующие один термин, имеют ввиду одно и то же. Характерным примером является термин “рабочая станция”. Если  вы говорите со специалистом по сетевым технологиям, то под рабочей станцией он обычно понимает персональный компьютер, выполняющий функции “клиента”  в технологии “клиент-сервер”. Вместе с тем, этот термин уже довольно давно используется для обозначения вполне  определенного класса компьютеров, выпускаемых ,как правило, на основе так называемых RISC - процессоров  рядом известных  западных производителей. Именно этот класс компьютеров в отличие от персональных чаще всего применяется для решения задач автоматизации проектирования  на  крупных и средних предприятиях большинства развитых стран Запада.  Рабочие станции, в частности,  производят такие  знаменитые  компьютерные фирмы как HEWLETT PACKARD(HP), IBM, SILICON  GRAPHICS(SGI), SUN Microsystem, DIGITAL(DEC) и ряд других. Как правило,  рабочие станции работают  на программной платформе UNIX,  хотя большинство фирм-производителей предлагают  и собственные специфические операционные системы. Нужно отметить, что версии OC UNIX  для разных типов рабочих станций также имеют  свою специфику.

Можно выделить две основные особенности рабочих станций как  типа компьютеров:

- высокая производительность (наряду с другими техническими     характеристиками) и использование RISC-процессоров;

- повышенные возможности для решения  задач  машинной графики. 

Эти особенности и определили привлекательность рабочих станций для   САПР-овских систем,  в которых решение сложных геометрических  и графических задач занимает важное место. Существенная часть такого рода задач решается  рабочими станциями на аппаратном уровне с помощью специализированных процессоров, что, как раз, и обеспечивает высокую  эффективность  и  производительность  станций  в сравнении с “персоналками”.  Но, как говорится, “за все надо платить”. В данном случае платить приходится непосредственно деньгами и очень немалыми. Стоимость рабочих станций может  достигать, естественно,  в зависимости от конфигурации,  нескольких десятков тысяч долларов. Именно поэтому в нашей стране  предпочитают использовать  для задач САПР дешевые персональные компьютеры “желтой” сборки. Справедливости ради надо отметить, что разница в возможностях рабочих станций и самых мощных персональных компьютеров в последнее время существенно уменьшилась, хотя по-прежнему есть. Так подсистемы конструкторского проектирования сложных сборочных чертежей для авиастроения и автомобилестроения эффективно работают только на рабочих станциях.  

В заключении разговора о компьютерах приведу несколько наиболее покупаемых в России  модификаций  рабочих станций:

- Sun SPARC Solaris, Sun  SPARC SunOS;

- Alpha (Digital);

- IRIX (SGI);

- HP-UX;

- IBM AIX/600

О лингвистическом обеспечении САПР. Основу лингвистического обеспечения САПР составляют, так называемые, проблемно-ориентированные языки, предназначенные для описания процедур автоматизированного проектирования. Собственно говоря, это и не языки вовсе, а комплексы программных средств, в качестве входных данных использующие языковые конструкции. В качестве “классического” примера можно привести язык СТЕП-Ш, разработанный  преподавателем кафедры “Прикладная геометрия и автоматизация проектирования” УГТУ-УПИ Николаем Евгеньевичем Возмищевым под научным руководством проф. Р.А.Вайсбурда. Это  ориентированный на конечного пользователя-непрограммиста технологический язык для описания информации о процессе и условиях проектирования в горячештамповочном производстве, а также методах решения проектных задач.

Разумеется, что в состав лингвистического обеспечения САПР входят и универсальные алгоритмические языки высокого уровня и различного типа “макроязыки”, расширяющие языковые средства больших программных систем и т.д.    

Как уже отмечалось выше, стандарты по САПР выделяют еще 2 типа обеспечения САПР: методическое и организационное. Выделение это, на наш взгляд, достаточно искусственное, но “стандарт есть стандарт”. Под методическим обеспечением понимается  набор документов, регламентирующих эксплуатацию САПР. Причем документы, касающиеся разработки САПР, сюда не входят. Т.е. методическое обеспечение - это, в общем смысле, просто набор инструктивных положений, касающихся эксплуатации САПР.

Организационное обеспечение  также представляет собой комплекс регламентирующих документов,  но уже касающихся организационной структуры подразделений, эксплуатирующих САПР, а также  взаимодействия этих подразделений с САПР и между собой. В набор организационных документов  входят обычно приказы, штатные расписания, квалификационные требования и т.д.

3. Базы и банки данных. Структура и модели данных.

Система автоматизированного проектирования (САПР) определена в ГОСТ 23501.0-79 как организационно-техническая система, состоящая из комплекса средств автоматизации проектирования (КСАП), взаимодействующего с подразделениями проектной организации, и выполняющая автоматизированное проектирование.

Средства автоматизации проектирования структурируются по видам обеспечения: математическое обеспечение, программное обеспечение, техническое обеспечение, информационное обеспечение, организационное обеспечение, методическое обеспечение.

Математическое обеспечение - это совокупность математических методов, математических моделей и алгоритмов проектирования,  необходимых для выполнения автоматизированного проектирования. Программное обеспечение - совокупность машинных программ, необходимых для выполнения автоматизированного проектирования. Среди этой совокупности выделяются программы для организации функционирования технических средств, т.е. для планирования и управления вычислительным процессом, распределения вычислительных ресурсов между многими пользователями. Эта часть представляет общесистемное ПО. Общесистемное ПО создается для многих приложений и не отражает специфику САПР. Эта специфика находит отражение в базовом и прикладном ПО. в базовое ПО входят программы, обеспечивающие функционирование прикладных программ. В прикладном ПО реализуется математическое обеспечение для непосредственного выполнения проектирования процедур. Прикладное ПО реализуется в виде ППП. Техническое обеспечение представляет совокупность технических средств, предназначенных для выполнения автоматизированного проектирования. ТО делится на группы средств программной обработки данных, подготовки и ввода данных, отображения и документирования, архива проектируемых решений, передачи данных. Средства программной обработки данных представлены процессорами и запоминающими устройствами, в которых реализуется программная обработка данных и программное управление с вычислениями. Средства подготовки, ввода отображения и документирования данных служит для общения человека с ЭВМ. Средства проектирования решений представлены внешними запоминающими устройствами. Средства передачи данных используются для организации связей между территориально удаленными ЭВМ и терминалами (оконечными устройствами).

Информационное описание объекта проектирования реализуется при автоматизации проектирования в информационном обеспечении САПР. Информация об объектах проектирования представляется в виде документов на машинных носителях, содержащих сведения справочного характера о материалах, комплектующих изделиях, типовых проектных решениях, параметров элементов, сведения о состоянии текущих разработок в виде промежуточных и окончательных проектных решений, структур проектных объектов и т.п. Основная составная часть ИО САПР - банк данных, состоящий из БД и СУБД.

БД - сами данные, находящиеся на машинных носителях информации, т.е. в запоминающих устройствах ЭВМ и структурированные в соответствии с принятыми в БД правилами. СУБД - совокупность программных средств, обеспечивающих функционирование банка данных. С помощью СУБД производится запись данных в банк, их выборка по запросам пользоватлей и прикладных программ, обеспечивается защита данных от искажений и от несанкционированного доступа и т.п.

Лингвистическое обеспечение - совокупность языков проектирования, предназначенных для описания процессов автоматизированного проектирования и проектных решений. Это язык общения проектировщика с ЭВМ. В развитых САПР таких языков может быть  несколько, причем каждый из них основывается на правилах формализации естественного языка и использует методы сжатия и развертывания текста.

Методическое обеспечение составляют документы, регламентирующие состав, правила отбора и эксплуатации средств автоматизированного проектирования. Допускается и более широкая трактовка понятия методического обеспечения, при котором под ним понимается совокупность математического, лингвистического обеспечения и названных документов, реализующих правила использования средств проектирования.

Организационное обеспечение включает положения, инструкции, приказы, штатные расписания, квалификационные требования и другие документы, регламентирующие организационную структуру подразделений проектных организаций и взаимодействие подразделений с комплексом средств автоматизированного проектирования.

4. Критерии. Система критерий. Методы критерием.

Проектирование представляет собой часть цикла обновления, который состоит из следующих этапов:

- формирование новых  целей деятельности, подготовленных объективным развитием событий и накоплением опыта в конкретных областях материального производства;

- изыскание общих представлений, идей, концепций о средствах достижения поставленных целей; эти представления затем принимаются в качестве первоначального описания объектов проектирования;

- организация проектирования для создания проекта - окончательного и исчерпывающего обоснования и описания потенциально реализуемых и жизнеспособных средств достижения поставленных целей;

- производства и эксплуатации объектов проектирования.

Перечисленные этапы выполняются поочередно, решения предшествующего этапа принимаются в качестве исходных данных для последующего. Такой принцип называется нисходящим проектированием ”сверху вниз”. Первоначальная формулировка цели определяет лишь общее направление предстоящей деятельности. Однозначные результаты, пути и средства достижения цели пока не предполагаются. Наоборот, допускается многовариантное развитие событий в достижении поставленной цели. Оно и не может быть иным в силу значительной неопределенности, которая объективно возникает на начальном этапе обновления. Для достижения желаемых результатов, после определения общей цели осуществляется переход к построению дерева (иерархического графа целей), когда общая цель разделяется на логически взаимосвязанные обеспечивающие цели. По мере движения вниз по иерархическим ступеням дерева цели становятся все более конкретными. Этот процесс разбиения целей продолжается до той степени конкретизации, когда реализация очередных обеспечивающих целей становится очевидной. Иными словами,  на очередном этапе цели становятся простыми и достижимыми, что выражается в том, что очередные цели могут быть описаны не только качественно, но допускают и количественное описание. Последнее выражается через численные оценки критериев достижения целей, например, в виде заданной надежности функционирования какого-то агрегата сложной системы. Вследствие этого, описания целей проектирования на нижних ступенях иерархии становятся настолько конкретными, что их можно принять в качестве исходных данных или начальных описаний объектов проектирования - тактико-технических требований к объектам проектирования, технических заданий на проектирование и т.п. При движении затем по дереву целей снизу-вверх начинают вырисовываться конкретные пути и средства достижения общей цели, решения проблемы в целом.

Так дерево целей становится не только инструментом все более точного описания планируемых результатов, но и исходной базой для формирования облика объектов проектирования. Конечно, построение такого дерева целей - не простая задача. Для ее решения требуется обобщить накопленный опыт, выявить и предопределить (спрогнозировать) закономерности развития в определенной сфере материального производства; обосновать и описать обеспечивающие цели, а также сформировать критерии и количественные оценки этих целей. Для успешного решения этих задач требуется оперативно обрабатывать большие объемы информации, эффективно применять средства автоматизации, которые способствуют сокращению сроков проектирования.

Объекты проектирования - это будущие средства достижения целей: конструкции, процессы, системы. В ходе проектирования они существуют лишь в воображении проектировщика, предварительных описаниях, моделях. По мере развития процесса от целеполагания до проекта представления об объектах проектирования последовательно уточняются.

Например, была поставлена цель: решение жилищной проблемы для 100 семей. Средством ее достижения может быть строительство 100 квартирного дома. Таким образом дом становится объектом проектирования. Далее потребуется более подробное и точное его описание: число этажей, планировка квартир, тепло- и водоснабжение и т.п. Конкретное решение каждого из этих вопросов будет получено на последующих этапах проектирования. Окончательное и полное представление о доме даст завершенный проект.

Как видим в процессе проектирования квартиры, водоснабжения и т.п. подобное становятся поочередно объектами проектирования. Понятие объекта проектирования связано с целями и процессами проектирования. Это понятие развивается по этапам процесса проектирования и должно последовательно отвечать целевым установкам дерева целей. Тем самым осуществляется единство цели, объекта и процесса проектирования взятых в их развитии от начальной постановки проблемы до завершения проектных работ. Процесс проектирования в этой триаде может рассматриваться как алгоритм последовательного уточнения обоснований и облика объекта проектирования.

Для реализации процесса проектирования необходимы достаточно глубокие степени формализации процесса проектирования  и моделирования объекта проектирования. Без этого невозможна оценка эффективности принимаемых в процессе проектирования решений.

Формализация описаний и моделирование объекта проектирования достигаются в основном за счет  структуризации  и математического описания получающихся структур. Особое внимание следует обратить на то, что структурируется не объект ( при проектировании он физически не существует, что является отличительной особенностью процесса проектирования), а его образ в голове проектировщика (модель).  На поздних этапах проектирования к моделям могут добавляться макеты, имитаторы, опытные экземпляры объекта, дающие экспериментальные сведения о его свойствах.

Виды формальных описаний объекта проектирования.

Различают три основных вида формального описания объектов проектирования: функциональное, конструкторское или морфологическое и информационное. Иногда к этим видам относят технологическое описание, которое является реализацией результатов конструкторского проектирования и включает описание методов и средств изготовления объектов. Но сегодняшняя практика такова, что в структуре автоматизированного производства обычно в отдельную от САПР структурную единицу выделяется АСУТП, поэтому технологический аспект описания объектов будем считать прерогативой этого направления автоматизации.

Функциональное описание дает характеристику назначения объекта проектирования через его эксплуатационные функции: принципы действия, свойства и способности, обеспечивающие выполнение поставленных целей проектирования. Например, если цель - создание нового летательного аппарата, то главной его функцией будет - летать. Эту функцию можно реализовать, если объект проектирования будет способен развивать такие обеспечивающие функции, как подъемную силу для преодоления силы тяжести, тяговые усилия для преодоления сопротивления движению со стороны атмосферы, управление силами и моментами сил в полете для осуществления маневров и т.д. Для выполнения обеспечивающих функций летательный аппарат должен иметь соответствующие устройства: крылья для создания подъемной силы; силовые установки (двигатели) для создания тяговых усилий; рули для управления маневрами. Таким образом, за функциональным описанием естественным образом возникает потребность в структурировании объекта проектирования - разделении его на такие части, которые предназначены для выполнение обеспечивающих функций. Результат структурирования может быть изображен в виде графа - иерархического дерева, дающего представление о взаимодействии составных частей объекта проектирования. В результате структурирования объект проектирования становится сложной системой, то есть целостным единством взаимосвязанных частей - подсистем, агрегатов: узлов, конструктивных элементов. Каждая часть системы имеет собственное целевое и функциональное назначение, принцип действия, конструктивное устройство и вместе с тем через согласованную систему целей и обеспечивающих функций участвует в образовании единого целого - создаваемого объекта. Описание структур, геометрических форм объекта и его составных частей называют морфологическим или конструкторским описанием.

Под информацией об объекте проектирования понимают всевозможные сведения, сообщения, документы, сигналы, подлежащие приему, обработке, хранению и передаче в интересах целостного описания его устройства и функционирования. При этом понимается, что сведения - в общем смысле это все, чем могут быть дополнены наши знания и предположения об объекте проектирования, сообщения - упорядоченные, наборы символов, служащие для выражения информации; документы - материальные носители сообщений в виде схем, эскизов, чертежей, справок, таблиц; сигналы - физические явления и процессы, служащие для приема, хранения обработки и передачи информации.

Информационное описание дает представление обо всех видах информации и отношениях между ними. По своей структуре оно похоже на иерархическое описание целей функций и структуры объекта проектирования. Наиболее полное выражение информационное описание находит в завершенном проекте.

1. Закономерности деформируемости, водопроницаемости и прочности грунтов.

Расчет и проектирование оснований фундаментов городских зданий и сооружений производят на основе механических харак­теристик грунтов, определяемых на основании полевых и лабора­торных исследований.

Передача внешней нагрузки на грунты оснований через фунда­менты сооружений приводит к образованию нормальных напря­жений, вызывающих деформации уплотнения грунта, которые включают в себя деформации скелета грунта, а также уменьше­ние объема его пор. При небольших давлениях деформации ске­лета грунта незначительны и уплотнение происходит в основном из-за уменьшения пористости. Основные закономерности такого деформирования рассматривает закон компрессии — изменение пористости грунта пропорционально изменению давления.

Прочность и устойчивость грунтов оснований оцениваются сопротивлением грунтов сдвигу, которое зависит от угла внутрен­него трения и удельного сцепления грунта. Эти характеристики определяются в соответствии с законом сопротивления грунтов сдвигу, который для песчаных грунтов формулируется следую­щим образом: предельное сопротивление грунтов сдвигу пропор­ционально нормальному напряжению.

Деформируемость грунтов во времени и сопротивление сдвигу во многом зависят от распределения давления, воспринимаемого скелетом грунта и водой, находящейся в порах. Под действием давления от внешней нагрузки поровая вода постепенно отжима­ется из грунта и передает часть своего давления на скелет. Следовательно, процесс уплотнения будет зависеть от скорости отжатия воды из пор грунта. Это требует знания основных положении закона фильтрации поровой воды — скорость фильтрации прямо пропорциональна гидравлическому градиенту (потере напора на пути фильтрации).

Показатели, характеризующие степень уплотнения грунтов, определяют в ходе лабораторных испытаний образцов грунта, по­лученных из скважин и шурфов. Уплотнение грунтов оценивают с помощью коэффициента относительной сжимаемости mv или модуля деформации Е, определяемых в одометре (рис. 2.1,а). Одо­метр представляет собой кольцо 1, в котором находится образец грунта 2, установленные на фильтрующее днище 3. На образец грунта с помощью поршня 4 передается внешняя нагрузка.

По результатам испытаний получают компрессионную кривую (график зависимости коэффициента пористости от давления), по­казанную на рис. 2.1,6. При небольших давлениях участок кривой в   интервале   заменяют   прямой   линией,   наклон    которой принимают за коэффициент сжимаемости:

В  расчетах удобнее пользоваться коэффициентом относитель­ной сжимаемости:

Коэффициент относительной сжимаемости связан с модулем деформации, соответствующим модулю упругости для упругих тел, следующей зависимостью:

По компрессионной кривой можно приближенно судить и о структурной прочности грунтов (рис. 2.1,6). Точное значение структурной прочности получают по компрессионной кривой, по­строенной в полулогарифмической системе координат.

Значение модуля деформации грунта, найденное с помощью компрессионных кривых, часто отличается от действительного, так как при отборе образцов грунта все же происходит частичное нарушение природной структуры грунта. Поэтому для определе­ния модуля деформации прибегают к полевым испытаниям грун­тов статической нагрузкой с помощью жестких штампов, устанав­ливаемых в специальных шурфах.

Используют специальную установку (рис. 2.2,а), представляю­щую собой жесткий штамп 7, соединенный с платформой 2, к ко­торой прикладывается ступенчато возрастающая внешняя на­грузка 3.

По результатам испытаний строят график зависимости осадки от нагрузки (рис. 2.2,6). На начальном участке (при относительно небольших давлениях) эта зависимость считается линейной и мо­дуль деформации определяется по формулам теории линейно де­формируемых'тел с помощью данного графика по следующей формуле:

где  — коэффициент, принимаемый для круглых штампов рав­ным 0,8; d — диаметр штампа; v — коэффициент поперечной де­формации;  — приращение давления на штамп; As — прираще­ние осадки, соответствующее принятому интервалу давления.

Сопротивление грунтов сдвигу обычно определяют с помощью прямого среза образцов грунта в сдвиговом приборе (рис. 2.3,а), состоящем из двух обойм: неподвижной нижней 1 и подвижной.

верхней 2 с фильтрующими пластинами 3 (зубчатыми для песча­ных грунтов и плоскими для глинистых), между которыми распо­лагается образец грунта 4.

Изменяя вертикальную нагрузку, можно построить график за­висимости предельного сопротивления сдвигу от вертикального давления (рис. 2.3,6). Эта зависимость выразится формулой

Где  — действующее нормальное напряжение;  — коэффици­ент внутреннего трения;  — угол внутреннего трения; с — удель­ное сцепление грунта.

Формула (2.14) отражает закон сопротивления сдвигу пыле-вато-глинистых грунтов, который формулируется следующим об­разом: сопротивление связанных грунтов сдвигу есть функция пер­вой степени нормального напряжения. Сопротивление грунтов

сдвигу часто изучают в приборах трех­осного сжатия, называемых стабилометрами. Иногда прибегают к полевым   питаниям грунтов с помощью среза четырехлопастной крыльчаткой, зондиро­вания или использования пенетрометра с конусообразной или шаровой поверх­ностью.

Водопроницаемость грунтов оценивают с помощью коэффициента фильтрации. Для хорошо фильтрующих грунтов (пес­ков и супесей) для определения коэффи­циента фильтрации используют установ­ку, показанную на рис. 2.4. Коэффициент фильтрации можно получить из выраже­ния

где  — объем воды, профильтровавшейся через грунт за время t А — площадь поперечного сечения образца грунта;  — гидравлический градиент.

Определение нормативных и расчетных характеристик грунтов

В силу неоднородности грунтов физико-механические своисгва даже в пределах одного слоя непостоянны, поэтому определение характеристик по результатам испытаний одного образца дает лишь частное значение искомой величины.

Для получения достоверных значений физико-механических характеристик грунтов прибегают к статистической обработке ре­зультатов ограниченного числа испытаний. Частное значение или частное определение служит основой для вычисления статистиче­ского показателя, называемого средним арифметическим, с по­мощью которого устанавливают нормативное значение искомой характеристики:

где — число  испытаний  по  определению  характеристики; XL — частное (1-е) значение искомой характеристики.

Характеристики,  используемые  в  расчетах,   называют расчет­ными и определяют по формуле

где  — коэффициент надежности по грунту.

При вычислении расчетных значений, определяющих прочност­ные характеристики грунта (удельное сцепление, угол внутренне­го трения, плотность и предел прочности на одноосное сжатие для скальных грунтов), коэффициент надежности по грунту ус­танавливается в зависимости от изменчивости этих характеристик и значения доверительной вероятности (обеспеченности) :

где  — показатель точности оценки среднего значения характе­ристики грунта.

Знак в формуле (2.18) принимают таким, который обеспечи­вает большую надежность данного расчета основания или фунда­мента. Для прочих характеристик уя=1.

Показатель точности оценки находят по следующим форму­лам: для

где . — коэффициент, зависящий от заданной доверительной ве­роятности а и числа экспериментов; v — коэффициент вариации определяемой характеристики

 — среднее квадратичное отклонение характеристики.

Среднее квадратичное отклонение при назначении Rc и р, ог­раниченном числе опытов определяют по формуле

Для  и  среднее квадратичное отклонение находят из вы­ражений:

Среднее  квадратичное  отклонение    величины    сопротивления грунта срезу:

где k — число  определений;  pi — вертикальное давление  при  /-испытании; т; —сопротивление сдвигу при /-м испытании.

Нормативное значение угла внутреннего трения фя и удельн го сцепления сп, входящих в формулу (2.25), определяют по р зультатам обработки серии опытов методом наименьших ква, ратов:

где k — число определений величины т,- при давлении pi.

Величину Д, присутствующую в формулах (2.23), (2.24), (2.26)

и (2.27), находят из выражения

Точное значение искомой характеристики    по    ограниченному числу опытов определить нельзя. Можно оценить лишь ее максимальное отклонение от истинного значения, т. е. найти ее вероят­ную достоверность, которая оце­нивается доверительной вероят­ностью а. Этот показатель озна­чает вероятность того, что вычис­ленный результат Хп отличается от истинного значения Х0 не боль­ше чем на величину АХ, т. е. значение искомой характеристи­ки на кривой, распределения по­падает в интервал х, показанный на рис. 2.5 и называемый дове­рительным интервалом.

В расчетах оснований величи­на доверительного интервала за­висит от степени важности и возможности наступления ожи­даемого события. При расчетах устойчивости грунтов принимают = 0,95, а при расчетах деформативности  = 0,85. Такое различие объясняется тем, что потеря устойчивости грунта опаснее осадки. Принятые доверительные вероятности означают, что в первом случае только 5%, а во втором—15% значений частных определений будет больше или меньше принятого значения иско­мой характеристики.

Число частных определений k, по которым назначают норма­тивные и расчетные значения характеристик, зависит от неодно­родности грунтов и степени ответственности возводимого здания или сооружения. Для статистической обработки требуется не ме­нее шести испытаний. Для получения более достоверного значе­ния требуется большее количество опытов: чем оно больше, тем меньше значение to. и рт, соответственно сужается и доверитель­ный интервал, т. е. значение искомой характеристики будет в большей степени приближаться к действительному.

При полевых испытаниях грунтов жесткими штампами, целью которых является определение модуля деформаций, допускается определять его по результатам трех опытов или двух, если резуль­таты отличаются друг от друга не более чем на 25%.

2. Распределение напряжений в основании от действия различных видов нагрузок.

Напряжения в массиве грунта, находящегося под действием' внешней нагрузки, определяют с помощью решений теории упру­гости.

Для оценки несущей способности и деформирования основа­ний необходимо уметь определять напряжения, возникающие в различных точках массива грунта, от внешних нагрузок. В этой связи наиболее важными являются вертикальные напряжения возникающие в основаниях.

При действии вертикальной силы, приложенной к границе грунтового основания (рис. 1.10,а), вертикальные напряжения в точке М определяют из выражения

где  ^=3/2л[1 + (г/2)2]5/2— безразмерный    коэффициент, завися­щий от соотношения г/г  (табл.  1.1); F — вертикальная сила; z и

г — соответственно    вертикальная и горизонтальная    координаты

точки М.

При действии  нескольких сосредоточенных    сил   (рис.   1.10,6) напряжения определяют на основе принципа независимости дей-

Если к поверхности основания  приложена распределенная по ^некоторой площади внешняя  нагрузка, закон изменения которой произволен (рис. 1.11), то на­пряжения в точке М определяют следующим образом. Загружен­ную площадь разбивают на определенное количество эле­ментарных участков квадратно­го- или прямоугольного очерта­ния, в пределах которых рас­пределенную нагрузку заменяют сосредоточенной силой:

Точность расчета, выполняемого с помощью данного метода,, зависит от размеров элементарных участков и возрастает при увеличении их числа и удалении от точек приложения элементар­ных сил.

Напряжения, возникающие в грунтах в точках, находящихся на вертикали, проходящей под центром равномерной нагрузки,. распределенной по прямоугольной площади (рис. 1.12,а), опреде­ляют из выражения

где а — коэффициент рассеивания напряжений, принимаемый в-соответствии с данными табл. 1.2 в зависимости от соотношений t,=2z/b и т) = //й (6 и / — соответственно ширина и длина площа­ди загружения, z—вертикальная координата точки, где опреде­ляются напряжения); р — давление, приложенное к верхней плос­кости основания.

Для площади загружения, представляющей собой правильный-многогранник площадью А, значения а можно определять, как для круглой площади загружения радиусом г—^А/ы. При проме­жуточных значениях Е; и г коэффициент а находят линейной интерполяцией. По данным табл. 1.2 можно определять напряжения и в точках, находящихся на вертикали, проходящей под угловы­ми точками прямоугольной площади загружения (точка В на рис. 1.12,а), при этом £ = г/6. Напряжения под угловыми точка­ми находят по формуле

Возможность находить напряжения в угловых точках позво­ляет определять напряжения в любой точке грунтового основания методом угловых точек. Если точка, в которой требуется опреде­лить напряжение, находится в пределах площади загружения (точка Мг на рис. 1.12,6), то площадь загружения разбивают на четыре прямоугольника АЕМК, EBGM, KMFD и MGCF, для каждого из которых точка М будет угловой, тогда напряжения можно найти суммированием от четырех площадей загружения I, II, III и IV:

Если же точка М' находится вне пределов загруженной пло­щади ABCD (рис. 1.12, в), тогда ее считают угловой для четырех фиктивных площадей загружения АЕМК, KMGD, BEMF и FMGC. При этом в пределах / и II зон загружения направление нагрузки совпадает с направлением заданной нагрузки, а в пределах /// и IV зон принимается обратным исходному и напряжения опреде­ляют как

В случае расположения точки М' вне пределов площади за­гружения ABCD, как это показано на рис. 1.12,г, эту точку при­нимают за угловую для следующих фиктивных площадей загру­жения: АЕМК, BEMG, DFMK и CFMG. Напряжение находят из выражения.

Изменение напряжений в толще основания обычно изобража­ют с помощью эпюр. На рис. 1.13, а показано распределение вер­тикальных напряжений в массиве грунта от действия полосовой нагрузки, приложенной к границе основания (плоская задача тео­рии упругости). Вертикальные напряжения убывают с глубиной, причем интенсивность, уменьшения больше в ближайшей зоне, примыкающей к границе загруженного основания. Распределение вертикальных напряжений по горизонтальным плоскостям пока­зано на рис. 1.13,6, они убывают в горизонтальном направлении.

Часто об  интенсивности напряженного состояния грунтов су-

дят по линиям равных вертикальных напряжений (изобарам), по­казанных на рис. 1.13,в.

Приведенные выше формулы для определения напряжений справедливы не только для однородных оснований. Они могут быть использованы и для слоистых оснований при условии, что свойства отдельных пластов грунта незначительно отличаются друг от друга.

Для слоистых оснований, свойства которых суще­ственно различны, например основания, подстилаемые скальны­ми грунтами, распределение напряжений будет иным из-за кон­центрации напряжений, которую необходимо учитывать в расче-.тах (рис. 1.14).

В основаниях кроме напряжений от внешней нагрузки, созда­ваемой фундаментами зданий и сооружений, в каждой точке дей­ствуют вертикальные напряжения и от собственного веса вышеле-

жащих слоев грунта, ко­торые можно найти из следующего выражения:

где п — количество сло­ев грунта; yt— удельный вес грунта /-го слоя; Ai —толщина пласта /-го слоя грунта.

Из формулы (1.9) следует, что для одно­родного основания эпюра напряжений от собствен­ного веса имеет вид тре­угольника. Для слоисто­го основания эпюра при­мет вид ломаной линии вследствие различных значений удельного веса отдельных пластов грун­та (рис. 1.15).

В водопроницаемых грунтах, залегающих ни­же отметки уровня под­земных вод WL, при вы­числении их удельного веса необходимо учиты­вать взвешивающее дей­ствие воды, определяе­мого согласно закону Ар­химеда.

В водонепроницаемых грунтах находящихся ниже уров­ня подземных вод, будет возникать дополнитель­ное гидростатическое давление от столба воды, расположенного над дан­ным слоем.

При проектировании взаимодействие между основаниями и фундаментами и их взаимное влияние друг на друга учитывают с помощью контактных давлений, возникающих в грунтах по по­дошве фундамента.

Выше были рассмотрены методы определения напряжений в массиве грунта от действия нагрузок, которые способны следо­вать за перемещениями грунта, формируя так называемую чащу оседания, поскольку напряжения под центром нагрузки больше, чем по краям (рис. 1.16,а).

Передача давления на грунт основания через подошву жест­кого фундамента при центрально приложенной нагрузке вызовет равномерную осадку грунта. Равномерность осадки вызовет под подошвой фундамента неравномерное распределение давления. Имеется теоретическое решение задачи о распределении напря­жений по подошве круглого абсолютно жесткого штампа:

Из этой формулы следует, что под центром штампа давление будет иметь минимальное значение, а под краями — бесконечно большое (кривая 1 на рис. 1.16,6), однако в реальных' условиях грунты оснований не могут воспринимать бесконечно большие на­пряжения и их величина под краями штампа всегда имеет конеч­ное значение (кривая 2 на рис. 1.16,6).

При увеличении внешней нагрузки под краями штампа начи­нают развиваться зоны пластических деформаций, что вызывает перераспределение напряжений под подошвой с более нагружен­ных участков на менее нагруженные, и эпюра давлений приобре­тает седлообразное очертание (кривая 3 на рис. 1.16,6). При дальнейшем возрастании нагрузки, приближающейся к предельно­му значению, эпюра давления становится колоколообразной (кри­вая 4 на рис. 1.16,6). Очертание эпюры давления под подошвой фундамента зависит от внешней нагрузки и развития зон пласти­ческих деформаций в грунте. В практических расчетах давление под подошвой фундамента условно осредняют и считают равно­мерно распределенным (линия 5 на рис. 1.16;б).

Характер распределения давления по подошве внецентренно-нагруженного фундамента в зависимости от внешней нагрузки-показан на рис. .1.16,6. При проектировании внецентренно нагру­женных фундаментов давление по подошве считается распреде­ленным по закону трапеции (линия 5 на рис. 1.16,в).

Осреднение давления по подошве фундамента и принятие допущения о его линейном распределении оправдано для расчета оснований и подбора размеров фундаментов, имеющих относи­тельно высокую жесткость, поскольку в данном случае для осно­вания контактные давления являются местной нагрузкой, и су­щественным для него окажется не характер распределения, а ве­личина и направление равнодействующей давления. Последние факторы и окажут решающее влияние на величину и характер де­формации основания.

Для расчета и проектирования гибких фундаментов, т. е. фун­даментов, имеющих сравнительно небольшую жесткость, следует учитывать очертание эпюры контактных давлений, так как в дан­ном случае осреднение давления приведет к большим погрешно­стям в расчете.

3.  Понятие о критических нагрузках на грунт. Расчетное сопротивление грунта.

Для оценки прочности и устойчивости оснований фундаментов в настоящее время используют теорию предельного напряженного состояния. В основу этой теории положёно"понятие о предельном равновесии грунта.

Предельным равновесием основания называют такое напряженное состояние, при котором любое достаточно малое увели­чение внешней нагрузки или малейшее уменьшение, .прочности грунта... приведет к нарушению установившегося равновесия и вызовет потерю устойчивости грунта, сопровождающуюся .вы­пором" грунта из-под подошвы фундамента со значительным нарастанием осадки. Теория предельного равновесия рассмат­ривает задачи устойчивости грунтовав основаниях фундамен­тов.

В настоящее время разрабо­таны достаточно эффективные методы, позволяющие решать задачи устойчивости грунтов в условиях предельного равно­весия.

Было рассмотрено де­формирование основания под действием возрастающей внеш­ней нагрузки в пределах четы­рех фаз напряженного состояния грунта и замечено, что в преде­лах 'Первых двух фаз — упругих деформаций, уплотнения и ло­кальных сдвигов — зависимость между осадкой и действующим давлением считается линейной, а под краями штампа развива­ются зоны пластических дефор­маций.

Рассматривая условия воз­никновения предельного равнове­сия в основании фундамента под

действием нагрузки, давление от которой находится в пределах первых двух фаз напряженного состояния, можно получить зна­чение давления, соответствующее развитию зон предельного рав­новесия под краями штампа на глубине -гтах (рис. 1.17,а):

удельный вес грунта, залегающего выше подошвы фунда­мента; v. Ф и с —соответственно удельный вес, угол внутреннего трения и сцепление грунта, залегающего под подошвой фунда­мента, Zmax—максимальная ордината развития области предель­ного равновесия в грунте.

Формула (1.11) получена в результате решения плоской зада­чи при загружении однородного основания полосовой равномерно распределенной нагрузкой (рис. 1.17,6). При рассмотрении дан-ной задачи определение напряжений производилось по формулам теории упругости, а развитие областей сдвига рассматривалось с позиций теории предельного равновесия.

Принимая zmax = 0, из выражения (1.11) можно получить кри­тическое давление, при котором зоны предельного равновесия только начинают зарождаться под краями равномерно распреде­ленной нагрузки:

Однако в практических расчетах используют не критическое давление, а некоторую величину, превышающую его по абсолют­ному значению, поскольку опытными данными доказано, что раз­витие небольших по объему областей сдвига под краями фунда­ментов не нарушает линейной зависимости между напряжениями и деформациями.

Действующими Строительными нормами и правилами при расчете осадок допускается развитие зон сдвигов до глубины, не превышающей четверть ширины подошвы фундамента, т. е. при

(рис. 1.17,6). Подставляя это значение в формулу (1.11), получим значение краевой критической нагрузки на грунт основания:

— коэффициенты несущей способности.

Формулу (1.13) используют в практических расчетах для оп­ределения расчетного сопротивления грунта при условии введе­ния специальных коэффициентов, называемых коэффициентами условий работы и надежности, которые позволяют учитывать кон­структивные особенности фундаментов, специфику конструктив­ной схемы возводимых зданий и сооружений, а также различие физико-механических свойств грунтов оснований.

Нормы проектирования требуют ограничивать напряжения по подошве фундаментов расчетным сопротивлением грунта основа­ния, так как это является условием применимости для грунтов модели линейно деформируемой среды, позволяющей получать достоверное значение осадки.

При проектировании фундаментов, расположенных на слабых грунтах, важно знать не только критическое давление на грунты оснований, соответствующее работе грунта в пределах первые двух фаз напряженного -состояния, при относительно незначитель­ных осадках, но и нагрузку, при которой произойдет потеря устойчивости грунта, сопровождающаяся выпором грунта из-под подошвы фундамента и значительным возрастанием осадки.

Предельное значение давления на грунт основания получено в результате решения задачи об условиях предельного равновесия (рис. 1.18), предусматривающих образование областей предельно­го равновесия 2, зоны уплотнения 3 и поверхностей скольжения 4, по которым происходит перемещение грунта.

При центральном нагружении среднее предельное давление определяют по формуле

где Nv, Nq и Nc — коэффициенты несущей способности, определяе­мые по табличным данным СНиПа. Если давление от внешней нагрузки превысит это значение, то произойдет потеря устойчи­вости основания.

Выражение (1.14) положено в основу назначения силы пре­дельного сопротивления оснований, предлагаемой действующими нормами с учетом коэффициентов условий работы и надежности. Предельно возможные давления на.грунты оснований, как пра­вило, сопровождаются ростом значительных осадок (исключения составляют только скальные основания), что с точки зрения экс­плуатационной пригодности не может служить удовлетворитель­ным условием функционирования зданий и сооружений, поэтому ограничению по предельному давлению предшествует введение ограничения по предельной осадке.

Предельно возможные деформации сооружений регламентиро­ваны нормами на основании обобщения и статистического анали­за практического опыта эксплуатации различных зданий и соору­жений.

Средние осадки, допускаемые для промышленных и граждан­ских зданий и сооружений, колеблются в пределах от 10 до 20 см. Большая деформация допускается для зданий, имеющих боль­шую жесткость. Для зданий и сооружений, имеющих значитель­ную жесткость (дымовые трубы, силосные корпуса и др.), пре­дельно допустимую осадку можно принимать в пределах 30... ...40 см. Помимо абсолютных вертикальных деформаций нормами ограничивается и крен зданий.

4. Основные принципы проектирования оснований и фундаментов. Предельные состояния оснований и сооружений. Виды деформаций сооружений и их допустимые значения. расчет по предельным деформациям.

Как уже отмечалось выше, основания и фундаменты зданий и сооружений должны быть надежными и экономичными. Чрезмер­ное повышение надежности фундаментов ведет к увеличению их размеров, а следовательно, и расхода материалов, т. е. вызывает ухудшение экономичности, выражающейся в основном в удорожа­нии и увеличении объемов строительных работ. В свою очередь, стремление к повышению экономичности может привести к сни­жению надежности. Поэтому целью проектирования является вы­бор такого оптимального решения, которое позволило бы запро­ектировать надежную и экономичную конструкцию фундамента и его основания. Найти такое решение позволяет принятая в СССР методика расчета по предельным состояниям.

В основу положено предположение о том, чтобы усилия, напря­жения деформации и перемещения, возникающие в основаниях и элементах конструкций фундаментов зданий и сооружений, были близки к установленным предельным значениям, но не превышали

Чем ближе искомое расчетное значение к предельному, тем эко­номичнее будет проектируемый фундамент, а ограничение расчет­ных усилий и деформаций предельными значениями позволяет обес­печить необходимую надежность принятого конструктивного реше­ния. Предельные состояния подразделяют на две группы.

Первая группа — по.несущей способности. При расчете по этой группе предельных состояний должны быть исключены все воз­можные формы разрушений, которые могут произойти в результа­те потери прочности или устойчивости под действием силовых факторов, обусловливаемых в основном действующими нагрузка­ми или в результате неблагоприятных (агрессивных) воздействий внешней среды.

Вторая группа — по деформациям. При расчетах по данной группе предельных состояний должны быть исключены факторы, затрудняющие нормальную эксплуатацию зданий и сооружений, вызываемых чрезмерными осадками, прогибами, выгибами, крена­ми, углами поворота, развитием трещин, а также амплитудами ко­лебаний при динамических воздействиях

Передача сооружениями нагрузки на грунты оснований через систему фундаментов может привести к развитию неравномерных осадок, что вызовет появление дополнительных усилий в конструк­циях зданий. Эти усилия могут привести к образованию трещин, а в некоторых случаях — к авариям сооружений. Поэтому расчет оснований выполняют прежде всего по деформациям, т. е. по вто­рой группе предельных состояний.

При слабых грунтах может произойти и потеря устойчивости оснований фундаментов, поэтому в таких случаях необходимо про­изводить дополнительный расчет основания и по первой группе предельных состояний.

Целью расчета оснований и фундаментов по предельным состо­яниям должно быть назначение таких размеров и выбор такого конструктивного решения, чтобы в основаниях и элементах фунда­ментов не возникало ни одного предельного состояния.

Проектирование оснований по второй группе предельных состояний

Основной целью расчета оснований по второй группе предель­ных состояний, (по деформациям) является ограничение перемещений фундаментов такими предельными. значениями, которые гарантируют нормальную эксплуатацию и требуемуюfдолговечность, зданий и сооружений,"исключая возможность проявления значительных неравномерностей осадок, связанных с появлением кренов, из­менения 1у^ктнь1х отметок и положении конструкций и их соединений..

Расчет оснований по деформациям предполагает, что прочность и трещиностойкость самих фундаментов и фундаментных конст­рукций должны быть проверены по результатам дополнительных расчетов.

Так как проектирование оснований начинают с назначения глу­бины заложения фундамента, то ограничение осадки последнего производят назначением определенных размеров подошвы, а огра­ничение возможных неравномерностей осадок часто добиваются за счет варьирования размерами подошвы, тем самым уменьшая или увеличивая давление в грунте основания, что позволяет регулиро­вать осадки отдельных фундаментов.

Расчет оснований по деформациям требует выполнения следую­щего условия:

где s — деформация основания, определяемая по результатам со­вместной работы основания и сооружения; su — предельное зна­чение совместной деформации основания и сооружения, устанав­ливаемое в соответствии с данными табл. 4.3.

Если основания сооружений сложены горизонтальным, выдер­жанными по толщине слоями грунтов (уклоне не более 0,1), то предельные значения осадок допускается увеличивать на 20%.

Для сооружений со сплошными плитными фундаментами, типы которых перечислены в табл. 4.3 в позициях I — 3, предельные зна­чения средних осадок допускается увеличивать в 1,5 раза.

В некоторых случаях на основании обобщения опыта проекти­рования, строительства и эксплуатации отдельных зданий допу­скается принимать предельные значения деформаций основания, несколько отличающиеся от приведенных в табл. 4.3.

Расчет осадок оснований под фундаментами зданий и сооруже­ний выполняют методами, изложенными в курсе механики грунтов, учитывающими совместную работу основания с сооружением [ле­вая часть формулы (4.6)]. Предельно допустимые деформации (правая часть) определяются в основном эксплуатационными тре­бованиями, предъявляемыми к сооружению. Учет совместной ра­боты основания и сооружения выполняют, как правило, с помощью

ЭВМ.

Расчет основания по условию (4.6) является основным, причем чем ближе по значению 'друг к другу будут левая и правая части, тем экономичнее запроектировано основание. Для нахождения воз­можной неравномерности осадок в общем случае требуется опре­деление осадки каждого фундамента здания или сооружения с уче­том специфики грунтовых условий строительной площадки и сов-

местной работы здания с его основанием. Такой расчет даже с при­менением ЭВМ часто оказывается очень трудоемким, поэтому для оценки возможной неравномерности осадок определяют абсолют-' ную осадку отдельного, наиболее нагруженного фундамента smax и среднюю осадку сооружения s, сравнивая их с предельно допусти­мыми, определяемыми по табл. 4.3:

Средняя осадка сооружения

где AI, A2, . . ., Ап — площади однотипных фундаментов, имеющих приблизительно одинаковую осадку; sb s2, . . ., sn — осадки отдель­ных фундаментов; щ, п2, . . ., пп — число однотипных фундаментов.

Такой метод позволяет ограничиваться определением осадки одного-двух наиболее нагруженных фундаментов и средней осадки здания, так как установлено, что неравномерность осадки функ­ционально зависима от средней и абсолютной наибольшей осадки.

В настоящее время при определении деформаций оснований ис­пользуют расчетные методы, основанные на линейных зависимо­стях между деформациями и напряжениями. Однако, как уже указывалось, данные зависимости спра­ведливы лишь в пределах относитель­но небольших напряжений, поэтому по СНиПу рекомендуется ограничивать давление по подошве фундамента рас­четным сопротивлением грунта осно­вания:

где р — среднее давление по подошве фундамента от основного сочетания расчетных нагрузок при расчете по второй группе предельных состояний; R — расчетное сопротивление грунта основания, соответствующее давлению, при котором зоны пластических де­формаций грунта под подошвой фун­дамента незначительно нарушают ли­нейную зависимость между деформациями и напряжениями для всего основания.

Расчетное сопротивление грунта основания под подошвой фун­дамента (рис. 4.7)

где ус-1 — коэффициент условий работы грунтов основания; yes — то же, сооружения во взаимодействии с грунтами основания, при­нимаемые по табл. 4.4; k — коэффициент, принимаемый равным fe—1, если характеристики срп и сц определяются по данным непо­средственных испытаний образцов грунта, и £=1,1, если они при­нимались по табличным данным СНиПа; M4t Mq и Мс — безраз­мерные коэффициенты, принимаемые по данным табл. 4.5 в зави­симости от угла внутреннего трения <рц; kz — коэффициент, при­нимаемый равным kz=l при &<10 м, —fez==2o/&+0,2 при 6^10 м (20=8 м); Ь — ширина подошвы фундамента; уп—осредненное рас­четное значение удельного веса грунтов, расположенных ниже по­дошвы фундамента в пределах слоя толщиной 0,56 (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды)

у'п— то же, залегающих выше подошвы; d —глубина заложения фундаментов от уровня планировки для бесподвальных зданий или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала

hs — высота слоя грунта от подошвы фундамента до низа конст­рукции подвала; hcf — толщина пола в подвале; ус/— расчетный удельный вес пола подвала; db — глубина подвала — расстояние от пола подвала до уровня планировки (для сооружений, имеющих ширину подвала 5^20 м и глубину более 2 м, d&=2 м, при шири­не подвала Б>20 м — rffe = 0); с\ — расчетное значение удельного сцепления грунта несущего слоя, залегающего ниже подошвы фун­дамента.

Если для подвальной части здания в результате расчета ока­жется, что приведенная глубина заложения фундамента от пола подвала больше, чем глубина заложения фундамента до уровня планировки, т. е. d>d, то в формуле (4.10) принимается d=d, a db=Q.

Для зданий, имеющих гибкую конструктивную схему, ус2—1. При промежуточных значениях соотношения L/H коэффициент условий работы ус2 определяют с помощью линейной интерполяции.

Сооружениями с жесткой конструктивной схемой считают со-оруженля, -имеющие несущие и ограждающие конструкции, кото­рые приспособлены для восприятия дополнительных усилий от де­формаций основания.

Приведенные в табл. 4.5 значения коэффициентов Mv, Mq и Мс соответствуют развитию зон пластических деформаций под краями фундамента на глубину 0,256. При значениях коэффициентов усло­вий работы (табл. 4.4) больше единицы происходит некоторое уве­личение развития этих зон, однако, как показал опыт эксплуата­ции фундаментов зданий и сооружений, это не нарушает линейной зависимости между напряжениями и деформациями.

Формулу (4.10) допускается применять для фундаментов, имеющих любую форму в плане. Для подошвы фундамента в фор­ме правильного многоугольника или круга 6=УЛ.

Если конструкция фундамента улучшает условия его совмест­ной работы с основанием, то расчетное сопротивление разрешает­ся увеличивать при соответствующем обосновании. При расчете фундаментных плит, имеющих угловые вырезы, расчетное сопро­тивление грунта основания можно увеличить до 15%.

Расчетное давление грунта основания допускается увеличивать в 1,2 раза, если оказывается, что вычисленные деформации осно­вания составляют менее 40% от предельно допустимых, причем увеличенное давление по подошве фундамента не должно вызы­вать деформации основания свыше 50% предельно допустимых и не превышать значения предельно допустимого давления, получен­ного в результате расчета по первой группе предельных состояний.

Расчет деформаций оснований разрешается не производить, ограничиваясь выполнением условия (4.9), которое требует, чтобы давление по подошве фундамента не превышало расчетного сопро­тивления грунта основания, только при выполнении одного из следующих

1.  Степень изменчивости сжимаемости оснований меньше пре­дельной.  Степень  изменчивости  аЕ определяют отношением  наи­большего значения приведенного по глубине модуля деформации в пределах плана сооружения к его наименьшему значению, при­чем значение модуля  получают как средневзвешенное   (осредненное)   с  учетом  изменения  сжимаемости  грунтов  по  глубине  и  в плане  сооружения.   В  некоторых   случаях    предельное   значение степени изменчивости определяют по средним осадкам.

2.  Инженерно-геологические условия района строительства от­вечают требованиям типового проекта.

3.  Грунтовые-условия района строительства здания или соору­жения относятся к одному   из   шести   вариантов,   указанных   в табл. 4.6.

Данными табл. 4.6 разрешается пользоваться для зданий, в которых площадь отдельных фундаментов под несущие конструк­ции отличается не более чем в 2 раз'а, а также и для других со­оружений при аналогичных конструкциях и нагрузках.

При наличии в сжимаемой толще основания слабого (сильно­сжимаемого) грунта (рис. 4.8), прочность которого значительно меньше прочности вышележащих слоев, размер фундамента на-

означают таким, чтобы в слабом слое выполнялось условие

где агр — дополнительное вертикаль­ное напряжение на глубине г от на­грузки на фундамент azp — a(p—<7zg0) ((Тгро — напряжения от собственного веса грунта в уровне подошвы фунда­мента) ; o2g — вертикальное напряже­ние на глубине z от подошвы фун­дамента от собственного веса грунта; Rz — расчетное сопротивление слабого грунта на глубине г, определяемого по формуле (4.10) для условного фунда­мента ABCD (рис. 4.8) шириной bz. Характеристики, входящие в фор­мулу (4.10), определяют для слоя слабого грунта. Ширину подошвы условного фундамента находят из выражения

где N — вертикальная нагрузка на фундамент на уровне подош­вы; / и Ъ — соответственно длина и ширина фундамента.

Для ленточного фундамента Ьг=Аг/1.

При использовании ленточных прерывистых фундаментов рас­четное сопротивление грунта основания, вычисляемое по формуле (4.10), допускается принимать с повышением на коэффициент kd, принимаемый по данным табл. 4.7.

При промежуточных значениях е и IL значение kd определяют интерполяцией.

5. Выбор глубины заложения типа и материала фундамента. Предварительный расчет размеров подошвы жестких фундаментов при центральной и внецентральноой нагрузках.

При проектировании фундамента после назначения глубины его заложения приступают к определению размеров подошвы, ко­торая назначается на основании ограничения давления в основа­нии расчетным сопротивлением грунта основания по условию (4.9), обеспечивая тем самым выполнение требований второй группы предельных состояний. Если грунтовые условия строи­тельной площадки и тип возводимого здания и сооружения требу­ют расчета деформаций, то проверяют выполнение условий (4.6) и (4.7), причем расчет осадок выполняют методами послойного суммирования, эквивалентного слоя или линейно деформируемо­го слоя конечной толщины. Иногда по результатам расчета оса­док требуется уточнять предварительно принятый размер подош­вы фундамента.

Центрально-нагруженным считается фундамент, равнодейству­ющая внешних нагрузок которого проходит через центр тяжести его подошвы. Основная трудность при проектировании оснований

и фундаментов заключается в том, что раз­меры фундамента назначают, исходя из расчетного сопротивления грунта основа­ния, в то время как оно является перемен­ной величиной и зависит от размеров по­дошвы фундаментов [первое слагаемое, стоящее в квадратных скобках формулы (4.10), зависит от ширины подошвы фунда­мента &]. Это приводит к необходимости выполнять расчет с помощью последова­тельных приближений.

Назначив глубину заложения фундамен­та, определяют максимальное расчетное значение внешней нагрузки, действующей на его верхний обрез N0 u от основного со­четания для расчета оснований по второй группе предельных со­стояний.

Рассматривая условие статического равновесия фундамента (рис. 5.11), из которого следует, что нагрузка от веса здания N0ut веса грунта обратной засыпки на обрезах фундамента ЛГГрп и ве­са самого фундамента  должна уравновешиваться средним ре­активным давлением по подошве фундамента р, получим

Значение р, полученное из формулы (5.1), должно удовлетво­рять условию p^R't причем чем ближе давление по подошве к расчетному сопротивлению грунта основания, тем более эконо­мичное решение получается в результате расчета. В практике со­временного проектирования считается, что фундамент имеет эко­номически целесообразное решение, если величина р отличается от R на более чем на 5... 10% в меньшую сторону.

Давление по подошве центрально-нагруженных фундаментов считается равномерно распределенным. Однако, как указывалось выше, в реальных условиях контактные напряжения имеют кри­волинейное очертание по подошве фундамента, поэтому их осред­нение оказывается оправданным только для жестких фундамен­тов, а в некоторых случаях и для фундаментов, имеющих конеч­ную жесткость, так как не вносит существенных погрешностей в окончательный результат расчета. При проектировании гибких фундаментов следует учитывать криволинейность очертания эпю­ры контактных напряжений, а их осреднение допускается только в предварительных расчетах.

Анализируя формулу (5.1), можно заметить, что до тех пор, пока не найдены размеры фундамента, вес грунта обратной за­сыпки М-р п, вес фундамента #фц и расчетное сопротивление

грунта основания R являются неизвестными величинами. Поэто­му в первом приближении принимают R=R0, где ^0 — условное расчетное сопротивление грунта основания, а вес грунта обратной засыпки и вес фундамента зависит от объема параллелепипеда АБВГ и удельного веса материалов, его составляющих (рис. 5.11). Тогда с некоторым приближением можно принять:

где р — коэффициент, учитывающий меньший удельный вес грун­та по сравнению с удельным весом материала фундамента; 7Ф~ удельный вес материала фундамента. В практических расчетах принимают  = 20 кН/м3.

Условное расчетное сопротивление грунта основания для фун­даментов, имеющих ширину 6 = 1 м и глубину заложения d=2 м, находят по данным табл. 5.1 и 5.2.

При промежуточных значениях е и /L условное расчетное со­противление грунта основания определяют по интерполяции.

Значениями ^0 допускается пользоваться для окончательного назначения размеров фундаментов зданий III класса при опреде­лении расчетного сопротивления грунта по следующим формулам:

при d<2 м

где 60=1 м; d0=l м; b и d — соответственно ширина и глубина заложения фундамента; k — коэффициент, принимаемый для ос­нований, сложенных крупнообломочными и песчаными грунтами, кроме пылеватых песков, &i = 0,125, пылеватыми песками, супеся­ми, суглинками и глинами — 0,05; А2 — коэффициент, принимае­мый для оснований, сложенных крупнообломочными и песчаными грунтами, &2 = 0,25, супесями и суглинками — 0,2 и глинами — 0,15; Y'II — удельный вес грунта, расположенного выше подошвы фундамента.

Рассматривая наиболее экономически целесообразное реше­ние фундамента, примем в формуле (5.1) p = R0, а учитывая вы­ражение (5.2), получим в первом приближении площадь подош­вы фундамента в виде

Далее подбирают размеры подошвы фундамента. Для ленточ­ных фундаментов расчет ведется на 1 м длины, следовательно» ширину подошвы находят по формуле 6 = Л/1.

Для фундаментов, имеющих прямоугольную подошву, предва­рительно задаются соотношением сторон r = l/b, тогда ширина подошвы фундамента 6 = УЛ/Т], для круглых фундаментов D = = 2^А/п и квадратных d=А.

По полученным значениям 6, I, D конструируют монолитный фундамент в соответствии с предъявляемыми к нему конструктив­ными требованиями или выбирают ближайший большой блок-по­душку сборного фундамента.

По результатам расчета проверяют выполнение условия (4.9), если оно выполняется, расчет заканчивается, если нет, то во вто­ром приближении уточняют размеры подошвы фундамента и т. д. до тех пор, пока среднее давление по подошве фундамента не бу­дет отличаться от расчетного сопротивления не более чем на 5... 10% в меньшую сторону. В практике проектирования количе­ство приближений обычно не превышает 2 или 3. Следует заме­тить, что значение р и R, входящих в условие (4.9), в каждом приближении необходимо определять для одних и тех же разме­ров подошвы фундамента.

В некоторых случаях удобно определять размеры подошвы фундамента графическим способом. Для этого формулу (5.1) не­обходимо записать относительно искомой величины в виде

Для ленточного фундамента это выражение представляет со­бой уравнение гиперболы, поскольку А = Ь-, для квадратного или прямоугольного — параболу, так как Л = &2 или A=rb2 со­ответственно.

Выражение для расчетного сопротивления грунта основания (4.10) представляет собой уравнение прямой линии относительно

Ъ. Значение искомой величины, в данном случае ею является шири­на подошвы фундамента, получают по точке пересечения двух линий на графике (рис. 5.12). Для полу­чения кривой (5.6) требуется не менее трех точек (значений Ь), по которым определяют три значения р (кривая /). Прямую 2 строят по двум значениям Ь, одно из которых принимают равным нулю, вычисляя два значения R по формуле (4.10).

При наличии в основании слоя слабого грунта размеры подош­вы фундамента необходимо назначать с учетом выполнения усло­вия.

6. Расчет осадок фундаментов по методу элементарного суммирования. Основные допущения и условия применимости.

Осадки, возможные в период строительства и эксплуатации, определяют, используя решения теории линейно деформируемых сред. Как уже отмечалось выше, основное условие применимости к грунтам теории линейного деформирования заключается в том,

чтобы напряжения по подошве фундамента находились в пределах первых двух фаз на­пряженного состояния грунта, т. е. соблюда­лось условие p^R. Помимо данного в ме­тоде послойного сумми­рования используют и другие упрощающие гипотезы. В частности, считается, что осадка зависит только от вер­тикального давления, создаваемого фунда­ментом сооружения, другие компоненты на­пряжений не учитыва­ются. Предполагается также, что боковое рас­ширение грунта невозможно, а фундамент не имеет жесткости.

Осадка основания в методе послойного суммирования зависит от вертикального дополнительного давления ро, равного разности между средним давлением р и вертикальными напряжениями от собственного веса грунта на уровне центра подошвы фундамента ozg о, так как считается, что грунты основания уплотнились от действия собственного веса грунта задолго до начала строитель­ства, т. е.

Зная дополнительное давление, определяют его распределение в толще грунтового основания (рис. 6.1) под центральной точкой подошвы фундамента с помощью формулы (1.4) огр = сфо. В свя­зи с тем что вертикальные напряжения в грунте основания убы­вают постепенно и равны нулю в бесконечности, сжимаемую тол­щу основания Нс ограничивают глубиной, на которой вертикаль­ные напряжения от действия дополнительного давления не превы­шают 20% одноименных напряжений от собственного веса грунта

Если найденная по этому условию нижняя граница сжимаемой толщи находится в слое грунта, модуль упругости которого £< <5 МПа, или такой слой залегает непосредственно под нею, то его включают в сжимаемую толщу основания, назначая Нс, исхо­дя из условия:

В целях упрощения расчетов на эпюру вертикальных напряже­ний в равном масштабе накладывают вспомогательную эпюру напряжений от собственного веса грунта, значения абсцисс кото­рой составляют 20 или 10% (в зависимости от грунтовых условий) соответствующего значения напряжения от собственного веса грунта. Точка пересечения вспомогательной эпюры с эпюрой вер­тикальных напряжений от дополнительного давления и будет нижней границей сжимаемой толщи грунта основания.

Отыскав значения <зг? в пределах сжимаемой толщи основа­ния, ее разбивают на элементарные слои, высота которых не должна превышать 0,46, где Ъ — ширина подошвы фундамента. Данное условие (г^^0,46) следует соблюдать для обеспечения необходимой точности расчета. Если известно среднее напряже­ние в одном элементарном слое грунта (см. рис. 6.1), можно лег­ко отыскать его осадку по формуле

Тогда полную осадку фундамента можно найти простым сум­мированием осадок всех элементарных слоев в пределах сжимаемой толщи с помощью выражения

где р —коэффициент, зависящий от коэффициента бокового рас­ширения v (нормы рекомендуют принимать бетта = 0,8 для всех грун­тов тем самым учитывая некоторую условность расчетной схе­мы);  — среднее напряжение в t-м элемен­тарном слое;  — высота 1-го слоя грунта;  — модуль деформа­ции /-го слоя грунта.

Метод послойного суммирования позволяет определять осадку. не только центральной точки подошвы фундамента. С его по­мощью можно вычислить осадку любой точки в пределах или вне. пределов фундамента. Для этого следует воспользоваться мето­дом "угловых точек, позволяющим строить эпюру напряжений на вертикали, проходящей через точку, для которой требуется рас­чет осадки. Аналогично, метод угловых точек позволяет, учесть, дополнительную осадку проектируемого фундамента, возможную в результате влияния рядом расположенных соседних фунда­ментов.

7. Методы искусственного улучшения оснований.

Учитывая рациональные условия землепользования, для строи­тельства городов и других жилых объектов следует использовать территории, которые по каким-либо причинам непригодны для сельского хозяйства, в частности заболоченные территории и тер­ритории, имеющие сложный рельеф — овраги, балки, а также на­сыпные грунты отвалов производства и др. Строительные пло­щадки в этих условиях оказываются сложенными, как правило, из слабых грунтов, использование которых в условиях природно­го залегания приводит к развитию значительных неравномерных осадок фундаментов зданий, а иногда и потере устойчивости грун­тов оснований. В таких случаях даже применение свайных фун­даментов не всегда приводит к уменьшению неравномерностей осадок и увеличению несущей способности основания, поэтому в данном случае наиболее целесообразным оказывается искусст­венное улучшение работы и физико-механических свойств грун­тов оснований.

К конструктивным методам улучшения работы грунтов осно­ваний относятся устройство грунтовых подушек, шпунтового ог­раждения, использование боковых пригрузок и армирование грунта.

Уплотнение грунтов осуществляют с помощью поверхностного и глубинного уплотнения (причем последнее выполняют путем вибрирования, применения камуфлетных взрывов, устройства грунтовых и песчаных свай), а также статической нагрузкой с ис­пользованием вертикальных дрен и искусственного водопонижения.

Для закрепления грунтов применяют химические и электрохи­мические, термический методы, цементацию, смолизацию, битуми­низацию и глинизацию. Иногда после закрепления слабые грун­ты оснований превращаются в прочную полускальную породу, не­сущая способность которой в десятки раз выше первоначальной.

Выбор метода улучшения работы и свойств оснований зависит от особенностей напластования грунтов и их свойств, нагрузок, действующих на фундамент, а также конструктивных особенно­стей зданий и сооружений.

8. Классификация свай и свайых фундаментов. методы определения несущей способности свай.

Сваями называют погружаемые или сформированные в грунте в вертикальном или наклонном положении относительно длинные стержни, передающие нагрузки на основание за счет лобового со­противления и трения грунта по боковой поверхности.

Фундаменты из свай часто применяют при наличии в верхней зоне грунтов основания слабых грунтов, когда возникает необходимость передачи нагрузки от сооружения на более плотные грун­ты, залегающие в данном случае на некоторой, иногда значитель­ной, глубине.

В условиях современного городского строительства свайные фундаменты используют очень широко. Большинство жилых и об­щественных зданий с количеством этажей более девяти возводят на свайных фундаментах. Это объясняется их повышенной несу­щей способностью по сравнению с фундаментами, возводимыми в открытых котлованах, а также сравнительно меньшей трудоемко­стью земляных работ.

Различают свайные фундаменты с низким ростверком, проме­жуточным и высоким.

Низкий ростверк (рис. 9.1,а) расположен ниже спланирован­ной поверхности земли. Являясь частью свайного фундамента и вза­имодействуя с грунтом основания, он способен передавать часть вертикального давления на основание по своей подошве и воспри­нимать горизонтальные усилия. При устройстве ростверка в зоне промерзания на. него будут действовать нормальные и касательные силы морозного пучения, поэтому низкие ростверки в пучиноопасных грунтах рекомендуется располагать ниже зоны промерзания или использовать мероприятия, направленные на снижение вред­ного воздействия в результате промерзания.

В свайном фундаменте с низким ростверком в совместной рабо­те участвуют сам ростверк, сваи и грунт, находящийся в межсвай­ном пространстве, причем сваи работают в основном на сжатие.

Промежуточный ростверк устраивают непосредственно на по­верхности грунта без заглубления (рис. 9.1,6) и используют при устройстве свайных фундаментов на непучинистоопасных грунтах. В связи с тем что верхние слои грунта, как правило, имеют низ­кую несущую способность, промежуточные ростверки не могут пе­редавать вертикальное давление по своей подошве.

Высокие ростверки расположены на некотором расстоянии от поверхности земли (рис. 9.1,в). Свайный фундамент с таким рост­верком применяют под внутренние стены гражданских и жилых зданий с техническими подпольями, мостовые опоры и др.

Для увеличения жесткости при действии горизонтальных нагру­зок, кроме вертикальных, забивают и наклонные сваи. Такие кон­струкции рассчитывают как плоские или пространственные рамы, в которых ростверк считается жестким или гибким ригелем, а сваи вертикальными или наклонными стойками, работающими на изгиб, внецентренное сжатие или растяжение.

В практике городского строительства применяют следующие типы свайных фундаментов; из одиночных свай, ленточных свай­ных фундаментов, свайных кустов и сплошных свайных полей.

Фундаменты из одиночных свай используют только под легкие, как правило, каркасные здания, когда нагрузку, передаваемую ко­лонной, может воспринять одна свая. В некоторых случаях при­меняют так называемые сваи — колонны которые, являясь одно­временно и сваями и колоннами здания, приводят к существенному снижению трудоемкости строительно-монтажных работ.

Ленточные фундаменты применяют в основном под несущие стены и другие протяженные конструкции. Сваи в фундаменте рас­полагают в один, два или более рядов в линейном или шахматном порядке (рис, 9.2,а). При многорядном расположении свай ленточ­ный фундамент, имея большую жесткость, способен воспринимать внецентренно приложенную нагрузку без изгиба свай, в то время как при однорядном расположении сваи будут работать на изгиб.

Кусты свай (рис. 9.2,6), используют в основном под отдельные опоры (колонны и столбы). Минимальное количество свай в таком фундаменте должно быть не менее трех. Допускается применение свайного куста и из двух свай, но только в случае, если с помощью проектных и конструктивных мероприятий удается предотвратить развитие изгиба свай в плоскости, перпендикулярной оси, прохо­дящей через обе сваи.

Сплошные свайные поля (рис. 9.2,е) применяют под тяжелые многоэтажные и башенные сооружения, имеющие небольшие габа­риты в плане. Свайным полем часто называют также систему свай, размещенных на строительной площадке под строящееся со­оружение. Поля могут состоять из одиночных свай, кустов или системы свай под ленточные фундаменты.

Широкое применение в городском строительстве свайных фун­даментов обусловлено возрастанием нагрузки от возводимых зда­ний и сооружений, увеличением объемов строительства на пло­щадках с неудовлетворительными грунтовыми условиями, а в не­которых случаях возможностью получения более простых и эконо­мически выгодных решений конструкций подземных частей зданий.

Сваи различают по условиям изготовления и погружения, ма­териалу из которого изготовляются, по способу передачи нагрузки на грунты оснований, а также по размерам и формам поперечного и продольного сечений.

Способы погружения и типы свай.

В практике строительства сваи, изготовляемые на заводах про­мышленности строительных материалов, погружают в грунт с по­верхности земли или дна котлована с помощью следующих спосо­бов: забивки с помощью сваебойных молотов; погружение с помощью вибропогружателей и вибромолотов;  вдавливанием статиче­ской нагрузкой; завинчиванием.

Забивные сваи погружают в грунт с помощью забивки специ­альными сваебойными молотами. Для обеспечения целостности сваи при забивке на голову (верхнюю часть) сваи надевают спе­циальный металлический наголовник, в который помещают про­кладку из дерева, резины и других упругих материалов, которые хотя и несколько снижают эффективность удара, однако предот­вращают от разрушения материал сваи внутри наголовника. По­гружение сваи будет достаточно эффективным и не займет много времени, если вес ударной части молота будет больше, чем вес сваи с наголовником.

Забивку свай трудно осуществлять, если в основании находят­ся гравелистые, крупные, средней крупности плотные пески. В этом случае для обеспечения погружения свай применяют подмыв грун­та струями воды под острием свай. Иногда для уменьшения со­противления грунта погружению сваи последн-ие забивают в пред­варительно пробуренные лидерные скважины, длина которых дол­жна быть не менее чем на 1 м меньше сваи, а диаметр меньше,, чем диаметр или поперечные размеры сваи.

Погружение свай с помощью вибропогружателей и вибромоло­тов выполняют при наличии в основании песчаных водонасыщенных грунтов. При работе эксцентрикового центробежного вибрато­ра, установленного на головах свай, вертикальные колебания, пе­редаваясь на грунт, приводят к его разжижению, в результате чего свая погружается в грунт при резком снижении трения по ее бо­ковой поверхности.

После прекращения действия вибрации через некоторое время трение в грунте полностью восстанавливается, а в некоторых слу­чаях оказывается даже несколько большим, чем в первоначаль­ном состоянии или при погружении свай с помощью забивки.

Вдавливание свай с помощью статической нагрузки обычно при­меняют в тех случаях, когда свайные фундаменты возводят рядом с уже существующими зданиями, что часто имеет место в усло­виях массовой городской застройки или при реконструкции зда­ний, когда недопустимо появление вибраций, которыми сопровож­даются забивка и вибропогружение. Особое внимание следует об­ращать на водонасыщенные пески и супеси, которые способны уп­лотняться под действием колебаний, претерпевая дополнительные осадки.

Погружение свай с помощью .завинчивания осуществляют с по­мощью специальных винтовых лопастей диаметром до 2 м, распо­лагаемых у острия. Применение таких свай становится целесооб­разным, если в верхней зоне основания залегают слабые грунты, подстилаемые плотными, малосжимаемыми грунтами, до которых и производят завинчивание. Винтовые сваи чаще всего используют

для фундаментов, работающих на выдергивание, и для устройства анкеров. Для завинчивания металлических свай при наличии в основании податливых грунтов применяют механизмы, аналогич­ные буровым установкам. Тяжелые железобетонные сваи с метал­лическими лопастями большого диаметра погружают с помощью кабестана, представляющего собой полую муфту, надеваемую на голову сваи и приводимую в медленное вращение электромотором с системой приводных шестерен. При завинчивании кабестан за­крепляют с помощью специ­альных анкеров.

Основные принципы рабо­ты механизмов, применяемых при погружении свай, а также ях устройство освещены более подробно в курсе технологии

оснований сваи подразделяют на сваи-стойки и сваи    трения (висячие сваи).

Сваи-стойки (рис. 9.3,а), прорезая толщу относительно слабых грунтов, передают нагрузку на практически несжимаемые грунты (скальные, полускальные или очень твердые пылевато-глинистые породы). Опираясь на них, такие сваи практически не получают вертикальных перемещений, следовательно, силы трения по боко­вой поверхности отсутствуют и дав-                                . ление передается только за счет ло­бового сопротивления грунта под острием (пятой сваи). Следова­тельно, этот тип свай работает по­добно сжатым стойкам, находящим­ся в упругой среде.

Сваи трения (рис. 9.3,6) погру­жают в сжимаемые грунты. В ре­зультате вертикального перемеще­ния под действием внешней нагруз­ки по боковой поверхности сваи образуются силы трения FQ, а под острием сваи будет действовать ло­товое сопротивление грунта F0. Со­противление грунта погружению сваи называют несущей способно­стью грунта основания. Для висячей сваи эта величина будет со­стоять из двух составляющих:

Для удовлетворения условия расчета по второй группе предель­ных состояний сваи рекомендуется погружать до относительно плотных грунтов, обеспечивая тем самым более полное использо­вание несущей способности материала свай и предельно допусти­мое значение осадки.

Поусловиям изготовления и погружения сваи раз­деляют на погружаемые в грунт в готовом виде и сваи, формируе­мые в грунте оснований.

По материалу, из которого изготовляют сваи, погружаемые в готовом виде, их подразделяют на деревянные, железобетонные, металлические и комбинированные.

Деревянные сваи (рис. 9.4,а) в практике городского строитель­ства применяют сравнительно редко из-за возможного загнивания древесины в грунте основания при переменной влажности, необ­ходимости экономии древесины и ограничения сортамента дере­вянных элементов. Такие сваи изготовляют из бревен диаметром от 18 до 36 см и длиной от 4,5 до 12 м. При необходимости получе­ния свай большей длины их стыкуют из отдельных звеньев. Для предотвращения размочаливания головы сваи при забивке ее за­щищают металлическим бугелем, а нижний конец сваи заостряют для облегчения погружения.

Железобетонные сваи в настоящее время применяют наиболее-часто, так как, промышленность строительных материалов выпу­скает широкий сортамент таких свай, удовлетворяющий всем за­просам массового строительства. Железобетонные сваи имеют раз­личные размеры и сечения. Чаще всего применяют сваи с квадрат­ным сплошным (рис. 9.4,6), квадратным с круглой полостью (рис. 9.4,е) и полым круглым поперечным сечением (рис. 9.4,г), посто­янным по всей длине сваи.

Квадратные сваи изготовляют с размером поперечного сечения от 20x20 до 40x40 см и длиной от 3 до 20 м.

При необходимости получения сваи большей длины их стыку­ют из отдельных секций, имеющих для этой цели закладные дета­ли, позволяющие создавать болтовое или сварное соединение.

Сваи, имеющие полое сечение, выпускают с наконечником и без него, в последнем случае погружение осуществляется без уда­ления грунта из внутренней полости.

В сваях устанавливают продольную и поперечную спиральную арматуру. Продольную арматуру применяют с предварительным напряжением или без него. Шаг спиральной арматуры в голове и у острия делают чаще, чем в середине сваи. Для восприятия дина­мической нагрузки при забивке и возникающих при этом значи­тельных поперечных усилиях голову сваи дополнительно армируют 3 ... 5 арматурными сетками (рис. 9.4,6).

Для исключения перенапряжения в сечениях свай при транс­портировании места строповки фиксируются специальными петля-

ми 1, расположенными на расстоянии 0,2L от концов сваи, так чтобы в ней при подъеме возникали приблизительно равные изги­бающие моменты. Для подачи сваи на копер в ней предусматри­вают отверстие на расстоянии 0,3L от головы сваи, в которое устанавливают штырь 2 подъемного троса. Сваи небольшой длины выполняют без поперечного армирования в целях экономии ме­талла.

Круглые пустотелые цилиндрические сваи изготовляют методом центрифугирования диаметром от 40 до 80 см при длине от 4 до 12 м и толщине стенок 8 ... 10 см. Сваи диаметром до 60 см делают с закрытым нижним концом в виде острия. Такие сваи осо­бенно целесообразны в качестве свай трения, так как имеют боль­шую площадь боковой поверхности на 1 м3 железобетона и, следо­вательно, являются более экономичными. Конструкция цилиндри­ческих свай позволяет создавать и составные сваи.

Полую круглую сваю, имеющую диаметр от 1 до 3 м, называют сваей-оболочкой. Длина свай-оболочек находится в пределах от 6 до 12 м при толщине стенок 12 см.

В последнее время появились новые конструктивные решения железобетонных свай, имеющих как постоянное сечение по длине в виде треугольника, тавра, двутавра или крестообразное, так и переменное. В частности, применяют пирамидальные (рис. 9.5,а), трапецеидальные (рис. 9.5,6), ромбовидные (рис. 9.5,е), продоль­но расчлененные (рис. 9,5,г), образующие козлообразную конст­рукцию после погружения в результате несимметричного заостре­ния, сваи с забивным оголовком (рис. 9.5,д) и булавовидные (рис. 9.5.f). Забивной оголовок уплотняет грунт при погружении и сам передает часть нагрузки на основание. В некоторых случаях при­менение забивного оголовка позволяет увеличивать несущую способность фундаментов в 1,5 ... 2 раза. Конструкции свай, пока­занные на рис. 9.5, обладают повышенной несущей способностью по сравнению со сваями, имеющими постоянное поперечное сече­ние, однако их применение пока ограничено вследствие небольших объемов производства заводами строительных конструкций.

Металлические сваи, как правило, имеют трубчатое сечение, так как их изготовляют из труб, реже — тавровое или двутавровое, а также более сложное сечение, создаваемое сваркой прокатных про­филей.

Комбинированные сваи представляют собой конструктивные элементы, состоящие из различных материалов. Например, ниже уровня подземных вод часть сваи выполняют из дерева, а верх­нюю— из железобетона. Иногда используют сваю, состоящую в верхней части из железобетонной оболочки большого диаметра, которая объединяет для совместной работы группу металлических свай, расположенных понизу. Комбинированные сваи применяют также в виде металлической трубчатой оболочки, которую для придания большей жесткости и прочности заполняют бетоном.

9. РАСЧЕТ И  ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ

Несущая способность одиночной сваи определяется из условий работы материала, из которого она изготовлена, и грунта, в кото--рый она погружается. Поэтому сопротивление сваи действию вер­тикальной нагрузки определяется как наименьшая из величин, вы­числяемых из условий прочности материла сваи и грунта, удер­живающего сваю. В идеальном случае расчетная несущая способ­ность по материалу должна быть равна несущей способности по грунту, однако в реальных условиях такое условие трудновыполни­мо, поэтому для получения наиболее экономичного решения необ­ходимо стремиться, чтобы полученные расчетные несущие способ­ности были максимально близкими. Несущую способность свай по грунту и материалу рассчитывают по первой группе предельных состояний.

1. Несущую способность свай по материалу определяют в фун­даментах с низким ростверком из условий прочности в плотных грунтах и устойчивости в слабых — на действие осевой вертикаль­но приложенной сжимаемой силы, как центрально сжатого стерж­ня. В высоких ростверках материал свай рассчитывают на допол­нительное действие изгибающих моментов и горизонтальных сил.

Несущая способность железобетонной сваи по материалу

где N — усиление от расчетных нагрузок, передаваемое на сваю; ус — коэффициент условий работы fyc—0,6— для набивных свай и 0,9 — для сборных железобетонных свай при размере поперечного сечения 6^200 мм и Ye=l при 6>200 мм); <р — коэффициент про­дольного изгиба, учитываемый лишь для достаточно мощных сло­ев слабых грунтов, в остальных случаях ср=1; Y& — коэффициент условий работы бетона; Кь — призменная прочность бетона; А — площадь поперечного сечения сваи; As — то же, продольной арма­туры; Rs — расчетное сопротивление арматуры сжатию.

Согласно действующим нормам,   сваи и свайные   фундаменты по несущей способности грунтов оснований рассчитывают по формуле

где N — расчетная нагрузка, передаваемая на сваю (продольное усилие от расчетных нагрузок при наиболее невыгодном их соче­тании); Fd — расчетная несущая способность сваи по грунту; -уь — коэффициент надежности (если несущая способность определена расчетом или по результатам динамических испытаний без учета упругих деформаций грунта, -^—1,4; если несущая способность найдена по результатам полевых испытаний грунтов эталонной сваей или сваей зондом и статического зондирования, а также по результатам динамических испытаний с учетом упругих дефор­маций грунта, 7ft=l»25; если несущая способность сваи опреде­лена по результатам полевых испытаний статической нагрузкой,

2. Определение  несущей   способности   по   грунту   свай-стоек.

В связи с тем что грунт под нижним концом сваи-стойки значи­тельно прочнее, чем грунт, который окружает ее боковую поверх­ность, несущая способность будет зависеть только от прочности грунта под нижним концом сваи, которую определяют из выра­жения

где YC— 1 — коэффициент условий работы; R — расчетное сопро­тивление грунта под нижним концом сваи. Для всех забивных свай, опирающихся на скальные и крупнообломочные грунты с пес­чаным заполнителем, а также в случае опирания на пылевато-глинистые грунты твердой консистенции Я — 20 мПа. Для набив­ных свай и свай-оболочек, заполняемых бетоном, заделанных в невыветрелый скальный грунт без слабых прослоек не менее чем на 0,5 м:

Здесь Ксп — значение нормативного сопротивления скальной поро­ды сжатию в воднонасыщенном состоянии; ^#=1,4 — коэффициент надежности по грунту; ld — расчетная глубина заделки сваи в грунт; df — наружный диаметр сваи.

При опирании свай на невыветрелый грунт без заделки в него расчетное сопротивление определяют по формуле

где А — площадь опирания сваи на грунт, принимаемая для свай со сплошным сечением равной площади поперечного сечения; для полых свай при заполненной полости, равной площади поперечно­го сечения брутто, в противном случае — нетто.

При наличии в основании свай-стоек сильновыветрелых, вывет-релых и размягчаемых грунтов нормативное сопротивление назна-

чают по результатам статических испытаний образцов грунта штампами или испытания свай статической нагрузкой.

3. Определение  несущей  способности  по  грунту свай  трения.

Несущая способность свай трения по грунту зависит от его сопро­тивления погружению сваи, которое развивается как под нижним концом сваи, так и по ее боковой поверхности.

В  настоящее время достаточно широкое распространение по­дучили следующие методы    определения    несущей    способности: практический, основывающийся на табличных данных СНиПа, ди­намический, статического зондирования и испытания свай статиче­ской нагрузкой.

В практическом методе несущая способность свай трения зави-сит от двух слагаемых, представляющих собой сопротивление грун­та под нижним концом и боковой поверхности сваи, и определяет­ся из выражения

где Yc=l— коэффициент условий работы сваи; ус% и ycf—соот­ветственно коэффициенты условий работы грунта под нижним концом и по боковой поверхности сваи, принимаемые по данным табл. 10.1 в зависимости от способа погружения и грунтовых усло­вий на строительной площадке; R — расчетное сопротивление грун­та под нижним концом сваи, определяемое по табл. 10.2; А — пло­щадь поперечного сечения сваи или площадь камуфлетного уши-рения, определяемая по наибольшему диаметру; и — наружный периметр сваи; /^ — расчетное сопротивление грунта 1-го слоя пс боковой поверхности сваи (табл. 10.3); hi — мощность i-ro ело? грунта, прорезываемого сваей.

Формулу (10.6) допускается применять для забивных свай, име­ющих квадратное, квадратное с круглой полостью, прямоугольное и полое круглое сечение диаметром до 0,8 м.

Несущую способность набивных свай, в том числе с уширенно пятой, свай-оболочек и свай-столбов также находят по форму­ле (10.6). Различие заключается в значениях коэффициентов усло­вий работы и расчетного сопротивления грунта под нижним концом сваи. В частности, при опирании на лёссовые и лёссовидные грунты ус=0-8, в остальных случаях yc=-,Q. При использование свай, имеющих камуфлетное уширение, -уся=1Д а при бетонировании свай подводным способом 7cR = 0,9. Расчетное сопротивление грунта основания К для свай, формируемых в глинистых грунтах, принимают по табличным данным СНиПа, а для песчаных грунтов R определяют по формулам, исходя из условий предельного рав­новесия массива грунта под сваей. Коэффициент условий работы уст находят по таблицам норм в зависимости от способа изготов­ления свай и типа грунтов строительной площадки. Значение Д определяют по табл.

10. Устройство фундаментов на основаниях, сложенных слабыми грунтами

Слабыми считаются насыщенные водой сильносжимаемые грунты, которые при обычных скоростях приложения внешних нагрузок, свойственных строительному периоду, теряют прочность. К таким грунтам относятся пористые пылевато-глинистые грунты в текучем или текучепластичном состоянии, илы, пески в рыхлом состоянии и заторфованные грунты. Однако перечисленные типы грунтов в условиях природного залегания могут воспринимать небольшие, медленно возрастающие нагрузки.

Состояние слабых грунтов оценивают с помощью индекса чув­ствительности

где TI и Т2 ™ соответственно предельные сопротивления грунта сдвигу при ненарушенной и нарушенной структуре.

Илы, ленточные озерно-ледникового происхождения и поль-диевые глины, являясь слабыми грунтами, очень чувствительны к перемятшо, которое существенно уменьшает их сцепление, угол внутреннего трения и увеличивает сжимаемость в 2...3 раза и более.

При приложении внешней нагрузки к илистым грунтам давле­ние развивается как в скелете грунта, так и в перовой воде, кото­рая, перемещаясь в стороны под действием приложенной нагруз­ки, приводит к образованию гидродинамического давления, сни­жающего устойчивость грунтов основания, которое, в свою очередь, способствует развитию зон сдвигов, нарушению структу­ры и сопровождается потерей прочности и ростом деформативно-сти грунта.

Аналогичным образом деформируются и заторфо.ванные грун­ты, имеющие в своем составе сильно разложившиеся органические остатки.

Возведение фундаментов па таких грунтах связано с больши­ми трудностями, поэтому для строительства ответственных зда­ний и сооружений используют свайные фундаменты или фунда­менты глубокого заложения с полной прорезкой слоев слабых грунтов, При возведении сравнительно легких сооружений прибе­гают к более экономичным решениям с помощью искусственного улучшения свойств оснований. В частности, 'Применяют песчаные подушки, которые не только снижают реактивное давление от фундамента, но и плавно распределяют его, уменьшая возмож­ность образования зон сдвигов, а следовательно, и леремятие грунтов. Кроме того, песчаная подушка изменяет направление фильтрации воды вверх, что снижает гидродинамическое давле­ние, направленное в стороны от фундамента.

Для уменьшения развития неравномерных осадок, исключить которые не всегда удается, прибегают к уменьшению давления под подошвой фундамента за счет использования уширенной по­дошвы или сооружения сплошных плитных фундаментов под всем зданием. Если не удается заранее предсказать вид деформации здания или сооружения, используют меры по уменьшению влия­ния неравномерных осадок на несущие конструкции, о которых уже говорилось ранее (см. § 3.4). В некоторых случаях применя­ют плавающий фундамент, при устройстве которого вес извлекае­мого грунта должен быть равен весу возводимого сооружения. Однако в последнем случае при разработке котлована необходи­мо предусматривать мероприятия, направленные на сохранение природной структуры, слабых грунтов, 'которая очень легко нару­шается, вызывая поднятие дна котлована с последующим разви­тием осадок разуплотнения.

При эксплуатации зданий и сооружений, возведенных на сла­бых основаниях, следует обеспечивать неизменяемость напряжен­ного состояния. Изменение напряженного состояния в результате выполнения различных подсыпок, возведения тяжелых зданий рядом с уже существующими, 'понижение уровня подземных вод и т. п. приводят к росту дополнительных осадок. Величина пос­ледних может достигать аварийных значений при понижении уровня подземных вод в торфах и заторфованпых грунтах, по­скольку образующаяся зона аэрации в слое названных грунтов, в .которую поступает воздух, способствует интенсификации 'Про­цессов гниения и разложения органических остатков, вызывая медленное развитие значительных просадок фундаментов зданий и .сооружений.

Изменение напряженного состояния может оказать вредное влияние и на свайные фундаменты в результате возникновения отрицательного трения, которое также вызовет рост дополнитель­ных осадок.

К слабым грунтам относятся и пески, находящиеся в рыхлом состоянии. Такие пески в обычных условиях хорошо сопротивля­ются внешней нагрузке даже при залегании ниже уровня подзем­ных вод .при условии, что напряжения в них не превышают рас­четных сопротивлений. При динамических и сейсмических воздей­ствиях данный тип грунтов может разжижаться и уплотняться, приводя к катастрофическим осадкам зданий и сооружений.

Наряду с рассмотренными ранее мерами борьбы с неблаго­приятными явлениями, возможными в результате неравномерных осадок (см. гл. 3), при строительстве на слабых грунтах исполь­зуют и следующие мероприятия:

1)   проектируют здания одинаковой высоты;

2)   зданиям в плане придают простую    конфигурацию   (квад­ратную, круглую, прямоугольную), так как при наличии излома в плане входящие углы получают большую осадку и в примыкаю­щих  прямоугольных  частях здания   возникают деформации   кру­чения;

3)   зданиям  и  сооружением  придают  строительный  подъем  с учетом  ожидаемых  неравномерностей     осадок,     чтобы   получить проектное положение после их развития;

4)   над вводами    в здание    коммуникаций    предусматривают увеличенные отверстия, чтобы оседающие стены или другие кон­струкции  не оказывали дополнительного давления  на трубопро­воды, а канализационные сети делают с увеличенными уклонами, превышающими ожидаемые неравномерности осадок;

5)   в  каркасных  зданиях  предусматривают  возможность  под­нятия колонн домкратами, а в высоких зданиях под фундаменты устанавливают пневматические резиновые подкладки для вырав­нивания крена при неравномерных осадках.

 Фундаменты на просадочных грунтах

К просадочным грунтам относятся лёссовидные суглинки и лёссы, которые имеют следующие характерные признаки: относи­тельно высокую пористость (около 50%) при однородном зерно­вом составе (в основном состоят из пылеватых частиц) и малую влажность. Вследствие высокой пористости лёссовые грунты часто называют макропористыми, в некоторых случаях макропоры до­стигают размеров 0,5... 5 мм и более. В просадочных грунтах из-за наличия карбонатов при замачивании происходит их быст­рое размокание, вызывающее нарушение первоначальной струк­туры, что приводит к значительному росту осадок. В практике строительства зафиксированы случаи, когда после замачивания сравнительно большой толщи лёссовых грунтов просадка поверх­ности грунта составляла 2... 2,5 м.

Ориентировочными признаками, по которым можно предва­рительно судить о возможности просадочности грунтов, являются: а) значение степени влажности 5Г<0,8; б) значение показателя Я<0,1 для грунтов с числом пластичности 0,01 ^/р-<0,1; Я<0,17 для грунтов с 0,1^/р<0,14; Я<0,24 для грунтов, имеющих 0,14^/р<0,22. Показатель Я определяют по формуле

где е — коэффициент пористости грунта в условиях -природного залегания; eL—коэффициент пористости, соответствующий влаж­ности грунта на границе текучести WL

здесь YS — удельный вес твердых    частиц грунта; -у» — удельный вес воды.

Количественной  характеристикой  просадочности   является  от­носительная просадочностъ

где hnp — высота образца грунта естественной влажности, обжа­того без возможности бокового расширения напряжением ог, рав­ным напряжению, действующему на рассматриваемой глубине ZOT собственного веса грунта ozg и нагрузки от фундамента огр (при расчетах деформаций ssi,p от внешней нагрузки) или только от веса грунта (при расчете деформаций ssi,g от собственного

веса грунта); hsat,p — высота этого же образца после замачивания до пол­ного водонасыщения при сохранении давления; hn,g — высота этого же об­разца естественной влажности, обжа­того без возможности бокового рас­ширения напряжением, равным на­пряжению от собственного веса грун­та на рассматриваемой глубине.

Относительная просадочность лёссовых грунтов зависит от внешней нагрузки и оценивается по графикам,

получаемым в результате испытаний образцов в компрессион­ных приборах (рис. 13.1). При давлениях, соответствующих es;я непросадочными.

Для оценки просадочных свойств грунтов используют началь­ное просадочное давление ps-L, представляющее собой минималь­ное давление, при котором гру.нт начинает 'проявлять просадочные свойства. Это давление принимают при полевых испытаниях за­моченного грунта штампом, равным давлению на пределе пропор­циональности зависимости осадка — нагрузка, определяемой по

соответствующему графику, при лабораторных исследованиях — давлению, при котором es; = 0,01 (см. рис. 13.1), при замачивании лёссовых грунтов в котлованах — давлению, при котором грунт проседает от собственного веса.

В зависимости от условий проявления 'просадки толщи inpoca-дочных грунтов на строительной площадке подразделяют на два типа:

I  тип — грунтовые условия,  при  которых возможна просадка от внешней нагрузки, а просадка от собственного веса грунтов не происходит или не превышает 5 см;

II  тип — грунтовые условия, при которых просадка происходит от внешней нагрузки и собственного  веса и значение 'последней превышает 5 см.

При расчетах оснований, сложенных лёссовыми грунтами, по деформациям расчетное (сопротивление принимают равным про-садочному давлению # — psi, если имеется возможность устране­ния просадки с помощью снижения давления по подошве фунда­мента, в противном случае — значению, вычисленному ,по формуле (4.10) с использованием характеристик фп и с\, определенных для грунтов, находящихся в водонасыщенном состоянии.

Если имеется возможность полного исключения замачивания лёссовых грунтов, расчетное сопротивление грунта основания до­пускается определять по формуле (4.10) с использованием рас­четных характеристик <рц и сц, полученных для данного грунта при установившейся влажности.

Для назначения предварительных размеров подошвы допуска­ется пользоваться условными расчетными сопротивлениями для просадочных грунтов, которые приведены в нормах.

Требования расчета по (второй группе предельных состояний в грунтовых условиях I типа считаются удовлетворенными, если в пределах просадочной толщи сумма вертикальных напряжений от собственного веса грунта и внешней нагрузки не превышает начального лросадочного давления, т. е. Gzg+Ozp^Psi.

Во всех остальных случаях требуется выполнять расчет оса­док. Расчет оснований, сложенных просадочными грунтами по де­формациям, производят по условию:

где  s — осадка,   вычисленная   в   предположении   отсутствия   про­садочных свойств, т. е. как для непросадочных грунтов; ssi — де­формация основания в результате просадки грунтов;     su — пре­дельно допустимая осадка для данного типа здания.

После определения просадки проверяют выполнение условия (13.5), если оно не выполняется, то назначают способ устранения просадочности лёссовых грунтов.

При I типе грунтовых условий по просадочности и толще про-садочных грунтов в пределах 5... 6 м применяют следующие спо­собы.

1.  Уплотнение грунтов с помощью тяжелых трамбовок после доведения влажности грунта до оптимальной   {рис.   13.3,а). Этот способ применяют, если глубина заложения фундамента 1,5...2м, так >как толщина остающихся под ними слоев просадочных грун­тов, составляя 3,5... 4 м, допускает уплотнение с помощью трам­бовок.

2.  Уплотнение .и устройство подушек из непросадочных мест­ных грунтов. Данный метод применяют, если не удается  уплот­нить грунт с помощью трамбования на требуемую глубину. По-

душку устраивают над уплотненным слоем просадочного (рис. 13.3,6).

3.   Устройство свайных фундаментов с прорезкой всей толпой просадочных грунтов с целью передачи давления на непросадочные подстилающие слои грунта (рис. 13.3,е).

4.  Уплотнение грунтов подводными взрывами с использованием предварительного замачивания, для чего снимают перед замачи­ванием  верхний  слой грунта   в  зоне  предполагаемой  застройки, на спланированное дно выемки насыпают песок, а выемку обваловывают. Затем в полученный котлован наливают воду и после замачивания просадочной толщи производят взрывы, которые, нарушая структуру грунта, способствуют его уплотнению (рис. 13.3, г).

При II типе грунтовых условий по просадочности применяют следующие способы ее устранения: 1) устройство свайных фун­даментов с прорезкой просадочной толщи (рис. 13.3,в); 2) за­крепление грунтов методами, изложенными >в § 12.4 (рис. 13.4, а);

3)   уплотнение грунтов с помощью грунтовых свай  (рис.  13.4,6);

4)   устройства свайных фундаментов из набивных свай с уширен­ной пятой (рис.  13.4,0); 5) уплотнение грунтов с помощью пред­варительного замачивания и взрывов в скважинах с последующим уплотнением 'верхнего слоя  с  помощью тяжелых трамбовок  или подводных взрывов.

Использование перечисленных выше мероприятий по устране­нию просадочности связано с существенными дополнительными материальными затратами, поэтому при застройке территории относительно легкими жилыми и общественными зданиями целе­сообразно принципиально иное решение, исключающее возмож­ность замачивания толщи просадочных грунтов в основании сооружений. Такое решение можно получить с помощью конструк­тивных мероприятий, предотвращающих поступление в грунт дож­девых, производственных, хозяйственных и подземных вод (при поднятии уровня последних), а также испарения влаги с поверх­ности земли.

Для исключения поступления в грунт дождевых вод прибегают к специальной компоновке генеральных планов и предъявляют особые требования к планировке территории. Если при планиров­ке не удается сохранить природный рельеф, то после нее грунт тщательно утрамбовывают и покрывают асфальтом, дерном и др. Удаление дождевых вод с территории осуществляется с помощью кюветов, канав или дождевой канализации, причем особое вни­мание следует обратить на отведение вод от фундаментов. Для этого обратную засыпку тщательно трамбуют при оптимальной влажности, устраивая поверху водонепроницаемую отмостку, с которой вода отводится с помощью лотков в канавы, или канали­зационную систему.

Для предотвращения поступления в просадочные грунты про­изводственных и хозяйственных вод используют специальные пра­вила устройства трубопроводов. В частности, напорные трубопро­воды водопровода и теплосетей необходимо выполнять из сталь­ных труб, допускающих искривление при местных случайных про­садках грунтов, чугунные трубопроводы прокладывают в тунне­лях, позволяющих быстро обнаруживать утечки. Канализацион­ные коллекторы (безнапорные трубопроводы) устраивают в водонепроницаемых лотках, отводящих воду в смотровые ко­лодцы.

1-3. Методы и средства приложения испытательных силовых воздействий. При освидетельствованиях сооружений нередко возникает необ­ходимость в повторном определении характеристик материала как для контроля и уточнения отдельных данных, так и для выяснения влияния времени и условий эксплуатации на эти характеристики. При способе взятия образцов, связанном с нарушением сплош­ности, возвращение к той же точке (а иногда и к тому же один раз ужe ослабленному элементу) является вообще исключенным. В ре-те случаев вопрос о степени соответствия результатов испытаний образцов фактическому поведению того же материала непосредственно в сооружении остается открытым.

При способе оценок по механическим характеристикам поверх-честного слоя новые замеры непосредственно вблизи тех же точек нежелательны, поскольку един раз приложенные силовые воздей­ствия могут исказить результаты повторных испытаний. Точки для новых замеров приходится выбирать на достаточном удалении от ранее принятых, что затрудняет возможность сопоставления и про­зерок.

Все эти затруднения отпадают, если применять не разрушающие методы оценки, которые имеют следующие преимущества: возможндсть быстрого выполнения измерений в любом количе­стве точек конструкций; отсутствие необходимости в нарушениях сплошности, а также повреждениях (даже незначительных) поверхности проверяемого элемента; возможность получения самых разнообразных данных о каче­стве и состоянии материала — его физико-механических характе­ристик; данных о нарушении сплошности и других местных дефек­тах; о его составе и структуре; определение толщин при доступе лишь с одной стороны и т. д.; возможность неоднократного повторения всех измерений. Следует отметить некоторые особенности неразрушающих ме­тодов, усложняющие их применение.

1. Неизбежность суждения об определяемых параметрах по «косвенным» физическим показателям, как например, скорости рас­пространения ультразвуковых волн в проверяемом материале, ин­тенсивности поглощения ионизирующих излучений и т. п.

Для перехода от непосредственных данных измерений к число­вым значениям определяемого параметра требуется, естественно, знать существующую между ними зависимость, носящую обычно, не функциональный, а корреляционный характер. Правильный выбор соответствующих условиям эксперимента корреляционных кривых является при этом одним из основных факторов, влияющих на до­стоверность получаемых результатов.

Следует отметить, что по существу способ определения прочности бетона и Древесины (имеющих неоднородную структуру) по механическим характеристи­кам поверхностного слоя также носит корреляционный характер.

2. Применение неразрушающих методов контроля требует соответствующей, часто довольно сложной аппаратуры. Для работы с таким оборудованием и приборами, и в особенности для их проверок, необходимо наличие специально подготовленного квалифици­рованного персонала.

Несмотря на указанные затруднения, преимущества неразру­шающих методов настолько бесспорны, что внедрение их в практику строительства (как при освидетельствованиях, так и при самом производственном процессе) принимает в настоящее время все более широкие размеры.

Неразрушающие методы контроля

Акустические   методы    

Ультразвуковые   методы

Применение ультразвуковых методов

Другие акустические методы

Ионизирующие излучения

Применение рентгеновского   и   гамма-излучений

Нейтронные излучения

Магнитные, электрические и электромагнитные методы

Дефектоскопия   металла

Толщине метр и я    .    

Определение напряжений

Определение положения арматуры в железобетоне, толщи­ны защитного слоя и диаметра стержней

Определение влажности древесины

Контроль проникающими жидкостями и газами

Контроль   герметичности   соединений

Выявление трещин, выходящих на поверхность

Другие неразрушающие методы контроля

2. Основные измерительные приборы для поведения статистических и динамических испытаний.

При статических испытаниях определяют:

основные показатели, характеризующие работу исследуемого объекта под нагрузкой, а именно — перемещения и деформации; усилия и напряжения в элементах исследуемых конструкций; значения вспомогательных факторов, оказывающих влияние на результаты испытаний.

При испытаниях применяют приборы как с непосредственным отсчетом значений измеряемой величины, так и измерительные пре-образователи, позволяющие осуществлять измерения дистан­ционно, что существенно расширяет возможности эксперимента. Преобразователи позволяют автоматизировать процесс измерения и регистрации значений контролируемых величин и выполнять измерения в местах, не доступных для приборов с (непосредственным отсчетом.

Выпускаются измерительные устройства для следующих основ­ных измерений:

линейных перемещений — прогибомеры, сдвигомеры, индикаторы и преобразователи линейных перемещений;

угловых перемещений — клинометры, отвесы и т. д. и преобразо­ватели угловых перемещений;

линейных деформаций — тензометры и преобразователи линей­ных деформаций;

усилий— динамометры и преобразователи сил;

напряжений — преобразователи напряжений бетона, грунта и т. д.;

плотности — плотномеры и преобразователи плотности;

температуры и влажности —термометры, влагомеры и преобре-зователи температуры и влажности.

При сколько-нибудь значительном количестве установленных приборов и необходимости проведения неоднократных измерений по ним наиболее целесообразным является централизованное снятие-отсчетов с помощью соответствующих регистрирующих устройств в том числе, и с автоматической регистрацией показаний (с выда­чей результатов цифропечзтающими аппаратами, а также в виде перфолент, магнитных записей и с непосредственным вводом получаемых данных в ЭВМ).

Однако в целом ряде случаев — при небольшом количестве то­чек измерений, несложных испытаниях или при отсутствии измери­тельных устройств, приспособленных для централизованных изме­рений, приходится пользоваться приборами, требующими снятия показаний непосредственно на месте.

4. Применение ультразвуковых методов

Отметим несколько наиболее характерных примеров.

Определение динамического модуля упругости. Скорость рас­пространения упругих колебаний v связана с динамическим моду­лем упругости £дан и плотностью в проверяемого материала соот­ношением справедливым для случая продольных колебаний в стержне (од­номерная задача).

Определяв экспериментально скорость распространения волны колебаний в элементе, длина .которого велика по сравнению с его поперечными .размерами, находим £1дНН = ^2Р, если плотность материала известна.

В массивных и плитных конструкциях, т. е. для случаев трехмерной (про­странственной) и двухмерной задач, а также для поперечных колебаний зависи­мость между -Един и V определяется более сложными соотношениями, в кото­рые, кроме р, входит также и коэффициент Пуассона ц, рассматриваемого ма­териала.

Для одновременного нахождения всех трех параметров (сдин, р и (i) необ­ходимо сопоставление, по крайней мере, трех экспериментов по определению v, произведенных в разных условиях: с применением продольных и поперечных колебаний и в конструкциях разной размерности — пространственных, плитных Н стержневых.

Определение толщины при одностороннем   доступе. В серийно выпускаемых для этой цели толщиномерах используется непре­рывное излучение продольных ультразвуковых волн регулируемой частоты. На рис. 14 пунктиром показан график распространения колебаний  (условно отложенных  не вдоль, а поперек направления луча) по толщине стенки. Дойдя до противоположной ее грани, волна отражается и идет в обрат­ном направлении. Если проверяе­мый размер h точно равен длине полуволны (или кратен этой ве­личине) и противоположная пластинки при этом резко возрастают (явление резонанса), JTO сопровождается соответствующим увеличением разности по­тенциалов на ее поверхностях.

Замеряв соответствующую резонансную частоту f и^ зная ско-зость v распространения волн по длине 2А (суммарный ход пря­мого и отраженного лучей), находим проверяемую толщину по фор­муле

Для стали скорость продольных ультразвуковых волн практи­чески постоянна (v = 5,7-105 см/сек), что дает возможность, меняя частоту в пределах от 20 до 100 тыс. гц, надежно измерять толщи­ны стенок от долей миллиметра до нескольких сантиметров.

Определение глубины трещин в бетоне. Излучающий и прием­ный преобразователи А -и В .располагаем симметрично относитель­но краев трещины, на расстоянии1 а друг от друга (рис. 15). Колебания, возбужденные в А, придут в В по кратчайшему пути АСВ = У4/г2 + а2, где Л — глубина трещины. При скорости v на это потребуется время определяемое экспериментально.

Глубину трещины находим из соотношения где скорость v определяется обычно на неповрежденных участках поверхности.

По указанному методу могут быть исследованы трещины глу­биной до нескольких метров.

Следует однако иметь в виду .следующее: значения v на поверхности и в глубине массива могут .несколько отличаться; длина пути АСВ немного возрастет в случае невертикальности трещины и, наоборот, может существенно уменьшиться при наличии в трещине воды, являющейся хорошим проводником ультразвуковых волн. В ответственных случаях следует поэтому данные, получен­ные для глубоких трещин, проверять рассмотренным контрольным бурением (см. рис.6).

Отметим также другие, практически наиболее важные области применения ультразвуковых методов.

В бетонных и железобетонных конструкциях:

определение прочности бетона (ГОСТ 17624—72) по корреляниолности зависимостям между скоростью распространения ультра­звуковых волн и прочностью бетона на сжатие, устанавливаемым путем параллельных ультразвуковых и прочностных испытаний образцов бетона заданного состава и режима 'изготовления (при контроле вновь изготовляемых конструкций и деталей) или образ­цов, извлеченных из возведенных сооружений. В случае невозмож­ности выемк-и образцов из уже эксплуатируемых конструкций ориентировочное определение прочности бетона возможно по ре­комендуемой в ГОСТ 17624—72 зависимости; . контроль однородности бетона в сооружениях;

выявление и исследование дефектов в бетоне сквозным прозвучиванием (возможным и -при значительных толщинах бетона — до 10 м и более) и путем измерений на поверхности конструкций; о наличии и характере дефектов и повреждений судят при этом по изменениям скорости прохождения ультразвуковых волн в преде­лах отдельных участков поверхности (так называемый метод го­дографа, т. е, графика скоростей);

определение толщины верхнего ослабленного слоя бетона, рас­положения слоев разной .плотности я т. п.

Наличие арматуры в железобетонных конструкциях не мешает применению ультразвуковых методов, если направление прозву­чивания не пересекает арматурные стержни и не совпадает с ними.

В металлических конструкциях:

импульсная дефектоскопия швов сварных соединений в сталь­ных и алюминиевых конструкциях (ГОСТ 14782—69);

дефектоскопия основного материала;

толщинометрия; определение толщин защитных металлических покрытий; выявление ослабления сечений коррозией.

В деревянных конструкциях и конструкциях с применением пластмасс:

проверка физико-механических характеристик, проверка каче­ства и дефектоскопия основного материала;

дефектоскопия клееных соединений и стыков.

5. Обследование конструкций и сооружений. Цель, задачи и особенности методики проверки.

Освидетельствование сооружений складывается из следующих операций, выполняемых полностью или частично в зависимости от поставленных задач и состояния исследуемого объекта:

1)   ознакомление с документацией;

2)   осмотр объекта в натуре;

3)   обмеры —проверка генеральных размеров конструкций (про­летов, высот и т. д.) и контроль сечений элементов;

4)  выявление, установление характера и регистрация трещин и

повреждений;

5)   проверка качества материала в сооружении и контроль со­стояния стыков и соединений.

В отдельных случаях, например в предварительно напряженных конструкциях, приходится определять также усилия и напряжения, фактически имеющие место в исследуемых элементах.

В результате освидетельствования с учетом данных соответст­вующих перерасчетов дается общая оценка состояния сооружения и" в случае необходимости решается вопрос о проведении статических и динамических испытаний.

Ознакомление с документацией и осмотр сооружения

К изучению документации целесообразнее приступать после предварительного (рекогносцировочного) осмотра объекта.

При освидетельствовании сооружений, предназначенных к сдаче в эксплуатацию, необходимо ознакомиться с проектной и строитель­но-монтажной документацией, где следует обратить особое внима­ние на акты скрытых работ. При освидетельствовании объектов, находящихся в эксплуатации, дополнительно должны быть изучены акты передачи в эксплуатацию, паспорт сооружения, журналы эксплуатации, документы о произведенных ремонтах   и  другие имеющиеся материалы, характеризующие службу сооружения.

Осмотр сооружения является наиболее ответственной частью освидетельствования. Его начинают с установления соответствия между предъявленной документацией и сооружением в натуре. Вы­явленные расхождения фиксируются, оцениваются и устанавлива­ются их причины. В объектах, сданных в эксплуатацию, проверяется устранение недоделок, отмеченных в актах приемки.

Далее производится детальный (по возможности) осмотр эле­ментов сооружения, начиная с наиболее ответственных: осматри­ваются опорные части, заделки и соединения и проверяется их со­стояние и условия работы; осматриваются связи, настилы и прочие элементы, обеспечивающие надлежащую пространственную работу сооружения, и проверяется правильность их опирания и крепления; устанавливается наличие в конструктивных элементах ослаблений и надрезов, сколов и других дефектов; выявляется наличие корро­зии, гниения и других повреждений материала, ухудшающих работу конструкций и снижающих несущую способность сооружения.

Отмечается (при осмотре — визуально) наличие осадок, дефор­мирования и взаимных смещений элементов.

По результатам осмотра дается предварительная оценка состоя­нию сооружения в целом и намечается план дальнейшего проведе­ния освидетельствования (инструментальных съемок, проверки качества материала в сооружении и т. д.).

 Проверка основных геометрических параметров и конфигурации сооружения

При освидетельствовании должны быть проверены главнейшие размеры конструктивной схемы: длины пролетов, высоты колонн и другие геометрические параметры, от соблюдения заданной величи­ны которых зависит напряженно-деформированное состояние эле­ментов конструкций в процессе их службы. В отдельных случаях (если это важно с точки зрения эксплуатации или при наличии обнаруженных при осмотре отклонений) проверяется также гори­зонтальность перекрытий, соблюдение заданных уклонов, вертикаль­ность несущих элементов и ограждений и т. д.

В сооружениях сравнительно простого очертания и незначитель­ных по размерам эти контрольные измерения не являются сколько-нибудь сложными и выполняются с помощью стальных рулеток, от­весов, нивелиров и т. д.

При освидетельствовании же крупных сооружений и объектов сложной конфигурации применяют специальные инструменты для 18 ускорения процесса съемки и обеспечения ее точности. Так, провер­ки по вертикали производятся инструментами вертикального визи­рования, позволяющими производить сноску точек по высоте на 100 м и более с погрешностью, не превышающей ±2 мм. Для ниве­лирования в тесных и труднодоступных местах целесообразно при­менять гидравлические нивелиры, обеспечивающие высокую точ­ность измерений.

При необходимости проверки больших пролетов (в 100 м и бо­лее), как например расстояния между центрами опорных площадок уже возведенных мостовых опор, применяются новейшие светодальномеры, ускоряющие процесс съемки и обеспечивающие точность порядка 1/25000 определяемой длины.

Для быстрой и надежной фиксации наружного очертания и раз­меров освидетельствуемого объекта целесообразно применять стеоеофотограмметрическую съемку (подробнее рассматриваемую в третьем разделе данного курса).

Проведение замеров с применением указанных специализиро­ванных инструментов, требующих тщательной предварительной вы­верки и учета ряда поправок, осуществляется квалифицированными геодезическими группами.

Контроль сечений и проверка очертаний ответственных элементов

В тех случаях, когда проверяемые элементы доступны для изме­рений, замеры сечений и проверка очертаний достаточно просты и выполняются обычно средним техническим персоналом. Для ускоре­ния и облегчения измерений в последнее время предложен ряд приспособлений, например шаблоны с автоматической фиксацией отклонений от заданных размеров, чем в значительной степени уменьшается возможность ошибок при проведении контроля.

Более сложной является задача определения толщин в конструк­циях, доступных при измерениях лишь с одной стороны. Наиболее грубым (и сравнительно еще недавно — единственным) способом измерения толщин было просверливание или, что хуже — пробивка отверстий в соответствующих местах проверяемых конструкций. Способ этот трудоемок и в большинстве случаев крайне неудобен даже при условии последующей заделки отверстий, так как связан с нарушением сплошности материала и возможностью поврежде­ний. При освидетельствованиях же конструкций, требующих сохра­нения герметичности (как, например, в уже эксплуатируемых резервуарах даже самое аккуратное сверление каких-либо отверстий вообще недопустимо.

Все эти затруднения отпадают при применении для целей «тол-щинометрии» современных неразрушающих, методов контроля, рас­сматриваемых в следующей главе. Разумеется, применение этих методов требует наличия соответствующей аппаратуры и подготов­ленного для работы с ней персонала.

Осадки и смещения

Сведения об осадках и взаимных смещениях отдельных чаете;-; сооружения должны быть получены перед его освидетельствованием от геодезической службы. Эти данные проверяются на месте выбо­рочными контрольными измерениями.

В случае отсутствия или недостаточности указанной документа­ции и выявленных при осмотре признаков осадок и смещений для их уточнения должна быть организована геодезическая съемка.

Надежным признаком, позволяющим судить о наличии неравно­мерных осадок, является развитие легко отличимых по их внешнему виду осадочных трещин в сооружении. В качестве примера на рис. 4 показаны трещины, появляющиеся в перемычках многоэтажного каменного здания при осадках середины фасада {рис. 4, б) и при оседании краев здания (рис. 4, а).

При установлении наличия осадок и смещении необходимо выя­вить их причины и решить вопрос о требуемых профилактических мерах, например усилении фундаментов и т. д.

Развитие трещин и раскрытие швов

Обнаруженные при осмотре трещины, сколы, раскрытия швов и другие аналогичные дефекты, не подлежащие немедленному уст­ранению, должны быть тщательно измерены и отмечены как на самом объекте, так и на соответствующих схемах. Все эти данные передаются затем эксплуатационникам для дальнейших наблюде­ний за состоянием сооружения.

В строительной практике наиболее распространенным (но несо­вершенным) способом наблюдения за трещинами являлось пер: крытие их гипсовыми маяками. При продолжающемся расширен!, трещины маяк лопается, и по ширине образовавшейся в нем щел можно судить об интенсивности раскрытия трещины под маяком; однако уменьшение трещины может быть выявлено с трудом. Над­лежащую сохранность самих маяков трудно гарантировать, и спо­соб этот в настоящее время не может быть рекомендован.

Для фиксации как раскрытия, так и уменьшения ширины тре­щин и швов, а также сдвигов вдоль них, используют ряд приемов. Простейшим является наблюдение за изменением взаимного поло­жения лары меток, нанесенных на поверхность объекта по обе сто­роны наблюдаемой трещины или шва. Для длительных измерений пользуются различными перекрывающими трещину или шов прибо­рами— щелемерами (в том числе, и электрического принципа дей­ствия) как поверхностными (накладными), так и глубинными. По своему устройству такие приборы аналогичны тензометрам (см. следующий раздел).

Для   определения   глубины трещин, выходящих на поверх­ность,    строители    применяют гибкие    металлические    щупы различной    толщины.   Однако они не могут дать исчерпыва­ющего   представления   о дей­ствительной   глубине   трещин, постепенно,   как   правило,   су­жающихся.     Точные     з-амеры производятся   путем   .примене­ния новейших   физических ме­тодов   исследования,  как  на­пример,      с      использованием ультразвуковых излучений (что подробнее рассмотрено в сле­дующих главах).

В массивных бетонных .блоках при исследовании глубоких тре­щин пользуются методом подсечки (рис. 6), Как видно из этого ри­сунка, под углом 45—60° к плоскости распространения трещины пробуривают ряд скважин. Отверстия их перекрывают тампонами и в скважины нагнетают воздух или воду .под давлением в несколь­ко атмосфер, переходя последовательно от одной скважины к другой. О глубине проникновения трещины судят при этом по выходу из нее воздуха или 'появлению на поверхности (у ее краев) мокрых пятен.

В заключение следует отметить, что поведение трещин, швов, расстройства соединений и т. п. являются важными показателями состояния сооружения. Внимательное наблюдение за швами и сое­динениями (и трещинами, если они имеются) при правильной сценке полученных данных позволяет своевременно поставить диагноз о скрытых нежелательных явлениях, происходящих в сооружении, и принять необходимые профилактические меры, не дожидаясь серьезных нарушений его работоспособности.

6. Испытания строительных конструкций, статистической нагрузкой (цель и задачи изготовления и оборот конструкций, освидетельствование

В зависимости от объекта и цели  эксперимента   устанавлива­ются:

1)  несущая способность, характеризуемая нагрузкой, при кото­рой наступает потеря прочности или устойчивости   объекта испы­тания;

2)  жесткость, характеризуемая значениями перемещений, пре-дельным'и 'с точки зрения возможности  'нормальной   эксплуатации-объекта;

3)  трещиностойкость (в первую очередь для .бетонных и желе­зобетонных конструкций); трещины должны или вообще не появ­ляться, или раскрытие  их не должно  исключать   или  затруднять эксплуатацию вследствие потери непроницаемости, развития 'Корро­зии !и т. д.; при определении трещиностойкости устанавливают так­же значения нагрузки, -при которой образуются трещины более до­пустимых по условиям эксплуатации.

Задачи испытаний

1.  При приемочных испытаниях   (при   передаче    законченных сооружений в эксплуатацию .и промежуточных приемках в процес­се строительства)  проверяются состояние объекта и соответствие показателей    его  работы     проектным   и   нормативным    требова­ниям.

2.  Испытания уже эксплуатируемых сооружений производятся: для проверки возможности продолжения   нормальной   службы

объекта под эксплуатационной нагрузкой; необходимость такой проверки (если она не предусмотрена в плановом порядке правила­ми эксплуатации) -может возникать .при появлении значительных повреждений, например после пожара и в других аналогичных случаях, -ставящих под сомнение работоспособность сооружения; для выяснения возможности повышения эксплуатационной на-

грузки при реконструкции объекта или изменении характера его , использования.

3.  Испытания конструкций и деталей при их серийном изготов­лении производятся путем выборочных   испытаний   отдельных   об-.раз'Цов .продукции с доведением до разрушения.

Задачей испытаний в данном случае является установление фактической несущей способности и других характеристик испы­тываемых образцов продукции с распространением полученных результатов на всю изготовленную партию.

4.  Научно-исследовательские испытания и испытания опытных, объектов производятся:

при применении новых конструктивных решений и для апроба­ции новых методов расчета;

при использовании новых строительных материалов с характе­ристиками, требующими .проверки под действием нагрузки;

при особых режимах эксплуатации, например в полярных или тропических условиях, под действием волн и морской воды и т. л. Такие испытания могут производиться или непосредственно в на­туре, или лабораторным путем с искусственным обеспечением не­обходимого ,режима.

С точки зрения, воздействия процесса испытаний на самые объекты, необходимо различать:

объекты, которые после их испытания должны быть сохранены для эксплуа­тации,— в этом случае, появление в результате испытания каких-либо неиспра­вимых повреждений или нежелательных остаточных деформаций недопустимо,

объекты, не предназначенные для дальнейшей эксплуатации, — в этом случае, если это необходимо для решения поставленных задач, объект может быть доведен до разрушения.

Выбор элементов для испытания

При приложении .нагрузки к сооружению в работу вовлекаются или все его конструктивные элементы, или лишь отдельные их со­вокупности, ближайшие к месту загружения. Так, нагрузка, приложенная к проезжей части моста в любом месте по длине его пролета, обусловливает появление внутренних сил во всех элемен­тах поясов и решетки несущих ферм; не включаются в работу лишь отдельные так называемые «нулевые» стержни. При испыта­ниях подобного рода сооружений нескольких положений нагрузки бывает достаточно для обеспечения .интенсивной работы всех главнейших элементов. Задача выбора элементов при назначении программы испытаний сводится в данном случае к решению вопроса, где именно целесообразнее размещать измерительные приборы для оценки работоспособности и состояния сооружения в целом.

С иным положением приходится иметь дело в .большинстве объектов промышленного it гражданского строительства, состав--ленных обычно из многочисленных однотипных элементов в определенном их сочетании. Так, например, в многоэтажном промышленном здании каркасного тжта нагрузка, приложенная на неболь­шом участке какого-либо из перекрытий, передается на фунда­менты через ближайшие ригели « колонны; колонны ».ригели, уда­ленные -на несколько пролетов от места загружения, почти невовлекаются .в работу. Слабо или совсем не деформируются при­мыкающие ненагруженные плиты того' же перекрытия, и практи­чески совершенно- не работают перекрытия других этажей.

При исследованиях подобного рода сооружений выбор элемен­тов для испытания связан непосредственно с выбором места при­ложения нагрузки. При этом руководствуются следующими сооб­ражениями:

1)  количество загружаемых элементов должно быть минималь­ным, во избежание чрезмерных затрат времени и средств, необхо­димых для проведения статических испытаний;

2)  испытаниями должны    быть    охвачены все основные   виды несущих элементов исследуемой конструкции. В .первую   очередь испытывают элементы, работающие наиболее интенсивно, и эле­менты с обнаруженными в них дефектами и   повреждениями, на­длежащая работоспособность которых сомнительна;

3)  отбирают элементы с возможно более четкой схемой стати­ческого опирания и закрепления.   При   прочих   равных  условиях желательно   выбирать   элементы,   свободные от дополнительных, связей с привыкающими частями сооружения, которые могут вносить трудноучитываемые искажения в работу   исследуемых   эле­ментов.

При отборе образцов серийного изготовления для их контроль­ных испытаний исходят из следующих соображений.

Для суждения о качестве изделий рассматриваемой партии должны быть испытаны наилучшие и наихудшие образцы. Отбор для статических испытаний производится на основании осмот­ра, контроля неразрушающими 'Методами и .предварительной виб­рационной проверки. Усредненная оценка дается по. результатам испытания образцов в состоянии, наиболее характерном для боль­шинства изделий данной партии.

Выбор схемы загружения

Нагрузочная схема уточняется одновременно с выбором эле­ментов для испытания, поскольку эти задачи взаимосвязаны.

Выбранная схема распределения нагрузок должна обеспечить появление в исследуемых элементах необходимых напряжений и деформаций, достаточных для выявления определяемых характе­ристик, но при этом следует учитывать имеющиеся реальные воз­можности (наличие определённых видов нагрузки и загрузочных приспособлений) и стоимость испытания. Последнее очень сущест­венно, .поскольку уменьшение требуемой нагрузки упрощает и удешевляет процесс проведения испытаний и позволяет уклады­ваться в более короткие сроки при нагружении и разгрузке.

7. Проведение, отработка и оценка результатов статистических испытаний.

Большая трудоемкость и стоимость статических загружений, на­ряду с трудностью (а в отдельных случаях и невозможностью) повторения испытаний требуют тщательной предварительной отра­ботки их программы. Правильность ее выбора в значительной сте­пени предопределяет как эффективность всей предстоящей работы, так и надежность всех данных, получаемых в результате испытания.

Перед началом испытаний должна быть проведена необходимая подготовка: смонтированы нагрузочные приспособления и подготов­лена нагрузка; установлены лодмости и ограждения; обеспечено, если это вызывается условиями испытаний, дополнительное освеще­ние мест установки приборов; согласованы перерывы в эксплуата­ции исследуемого объекта и т. д.

Предварительные подсчеты. Уточняется требуемая испытатель­ная нагрузка и определяются соответствующие этой нагрузке зна­чения перемещений, деформаций, напряжений и усилий, возникаю­щих в исследуемых элементах .конструкций.

Такие подсчеты являются продолжением перерасчетов, выпол­няемых по результатам освидетельствования (см. выше раздел два, гл. IV) и производятся с учетом всех выявленных отри этом отступ­лений от проекта, уточненных характеристик материала, обнаруженных ослаблений и т. д. В сооружениях с неявно выраженной расчет­ной схемой (допускающей выбор нескольких возможных вариантов) предварительные подсчеты должны быть выполнены по всем этим схемам. Сравнение с результатами испытаний позволяет в дальней­шем выбрать из них наиболее близкую к действительной работе сооружения.

Аналогично поступают в отношении модуля упругости и других характеристик материала, если до начала испытания значения их не могут быть надежно определены. Эти подсчеты ведутся в преде­лах возможных диапазонов с дальнейшим уточнением фактических значений по результатам испытаний,

Размещение приборов

Перед испытанием составляется схема расположения измери­тельных приборов с указанием их типа и характеристик. При этом учитываются-следующие положения:

1)   измерения наиболее ответственных параметров, определяю­щих работоспособность сооружения, следует (для исключения воз­можности ошибок) дублировать,    применяя    приборы   различного принципа действия. Так, например, прогиб ферм, измеренный с по­мощью лрогибомеров,   целесообразно  -проверять  'путем  нивелиро­вания;

2)   к группам однотипных приборов добавляется   контрольный, находящийся в тех же условиях, но расположенный на элементе, не участвующем в работе сооружения. Изменение показаний контроль­ного прибора позволяет   учесть   влияние   внешних   факторов   на результаты   измерений   и   внести   в   них   соответствующие   по­правки;

3)   в то же время не следует без особой в этом необходимости увеличивать общее число устанавливаемых приборов. Лишние при­боры удлиняют   снятие   отсчетов и, не принося     особой   пользы, усложняют    проведение    испытаний    и    обработку    их    резуль­татов;

4)   при прочих равных условиях приборы нужно устанавливать там, где измеряемые показатели достигают наибольших значений. Нецелесообразно ставить приборы в зоне «нулевых» отсчетов (на­пример, тензометры вдоль нейтральной оси изгибаемого элемента), поскольку даже небельшие погрешности измерений в данном случае будут сильно искажать полу­чаемые результаты.

1. Размещение приборов при измерении прогибов.

2. Размещение приборов при измерении углов наклона.

3. Размещение приборов при измерении деформаций.

§ 3. Основные работы, выполняемые в процессе

испытания

Установка приборов и подготовка к наблюдениям

Измерительные приборы должны быть закреплены на испыты­ваемой конструкции заблаговременно для обеспечения стабильно­сти их показаний, а также защищены от внешних воздействий и случайных повреждений.

Перед длительными испытаниями наблюдение за (показаниями установленных приборов целесообразно провести в течение суток до загружения для выявления (и учета в дальнейшем) изменений их показаний при суточных колебаниях температуры.

Поверхности нагружаемых конструкций в зонах возможного по­явления трещин белятся для облегчения наблюдений во время ис­пытаний. Существующие повреждения отмечаются как на объекте, так и в соответствующих ведомостях (если это уже не было сдела­но ранее в процессе предварительного освидетельствования). Ря­дом с установленными приборами в порядке последовательности взятия отсчетов краской наносят их номер. Проверяется удобство доступа ка« « приборам, так и к элементам конструкций, подлежа­щих наблюдению, достаточность их освещения и т. д. Проверяется выполнение всех требуемых мер по технике безопасности.

Предварительное загружение

Предварительное загружение является начальным контрольным этапом испытания. На этом этапе проверяют; готовность и надле­жащее действие всех подготовленных приспособлений, в первую очередь нагрузочных; надежность крепления и правильность пока­заний установленных приборов, а также окончательно отрабатыва­ют намеченный процесс проведения испытания.

Интенсивность предварительного загружения принимают обыч­но равной первой ступени нагрузки, предусмотренной программой испытания.

Выявленные во время загружения неудовлетворительно рабо­тающие приборы подлежат исправлению или замене. При этом может быть два случая.

Случай 1. Исследуется объект, неоднократно подвергавшийся действию внешней нагрузки. В этом случае нет оснований ожидать сколько-нибудь заметного изменения его состояния в результате еще одного загружения перед началом испытаний. Показания всех установленных приборов должны были бы, следовательно, после снятия предварительной нагрузки вернуться к своим первоначаль­ным значениям.

Невозвращение показаний может быть результатом:

1)   так называемой обкатки, т. е. небольшого вполне допусти­мого смещения «нуля» прибора при первом цикле загружения. При­бор как бы прирабатывается к объекту и при   следующих   циклах дает надежные показания;

2)  дефектной установки   (которая   должна   быть   исправлена) или неудовлетворительного состояния самого прибора, подлежаще­го замене.

Случай 2. Исследуемый объект нагружается впервые. При пер­вом загружении сооружений и отдельных конструкций возможно появление остаточных перемещений и деформаций, обусловленных обмятием соединений и мест опирания, осадками нагружаемых опор, взаимными смещениями элементов и т. д. Невозвращение приборов на нуль после снятия первой нагрузки не может при этом рассматриваться как показатель дефектности их установки.

Для выявления неудовлетворительно работающих приборов в данном случае требуется внимательное наблюдение за изменением их показаний как при приложении первой нагрузки, так и при по­степенном ее снятии.

3-3. Запись показаний приборов

Непременным условием является максимально возможное со­блюдение одновременности записи по всем установленным' прибо­рам. Наилучшим образом это требование обеспечивается при ав­томатической регистрации показаний.

При обычной записи число приборов, поручаемых каждому на­блюдателю, должно быть по возможности небольшим. После запи­си показаний по всем приборам рекомендуется делать повторный отсчет по первому из них. Разность двух последовательных показа­ний дает важную для оценки результатов характеристику интен­сивности развития пластических деформаций после каждой ступе­ни нагружения.

Помимо записи показаний приборов, должны тщательно отме­чаться: 1) время записи и 2) условия проведения испытания (дан­ные об изменениях температуры и других атмосферных факторов, случайные толчки и удары, воспринимаемые исследуемыми конст­рукциями и т. д.), которые могут быть использованы при оценке по­лучаемых результатов.

Наблюдения за состоянием нагружаемого объекта

Перед: началом испытаний отмечают все трещины, сколы и дру­гие повреждения, обнаруженные в элементах нагружаемых конструкций. После приложения каждой ступени нагрузки производится повторный их осмотр для выявления как вновь появляющихся по­вреждений,.так и степени развития уже имеющихся.

Отметки на поверхности элементов осуществляют нанесением краской тонкой черты рядом с каждой трещиной (но не поверх нее); аналогично, с небольшим отступлением, обводят контуры ско­лов и других повреждений. Концы трещин отмечают поперечным штрихом, рядом 'С которым пишут ступень нагрузки, соответствую­щей отмечаемой длине трещины. Совокупность таких отметок дает наглядную картину постепенного развития повреждений по мере роста испытательной нагрузки.

Повреждения отмечаются в специальных ведомостях, а также (что очень целесообразно) наносятся от руки с примерным соблю­дением масштаба на форматках с вычерченной на них разверткой контролируемых деталей. Аналогично должны отмечаться и рас­хождения в швах и соединениях, искривления и взаимные сдвиги элементов и т, д.

В процессе загружения и после окончания испытания необходи­ма фотосъемка, особенно поврежденных мест. Снимки являются важным документальным подтверждением результатов испытания. Наличие серии таких фотографий значительно облегчает как обра­ботку полученных данных, так и их оценку.

8. Испытание строительных конструкций динамической нагрузкой.

Динамические испытания, как правило, менее трудоемки и про­водятся быстрее, чем испытания статические, связанные с приложе­нием н снятием громоздкой нагрузки и длительным выдерживанием ее на объекте *. Но, с другой стороны, при динамических испыта­ниях требуется обеспечение безотказного действия ряда механизмов (источников динамических воздействий, регистрирующих приборов и т. д.) и четкое соблюдение синхронности их включения и работы.

Разработка программы, предусматривающей все взаимосвязан­ные детали предстоящих испытаний, является поэтому первым и наиболее важным предварительным этапом.

Подготовительные работы — крепление конструкций, устройство подмостей и ограждений, подводка освещения к местам установки приборов н т. д., остаются, в основном, теми же, что и при статиче­ских испытаниях. Дополнительно необходимы: устройства для крепления вибрационных машин и приложения ударных нагрузок; амортизирующие прокладки, предохраняющие элементы сооруже­ния от повреждений при ударах; устройства для искусственного возбуждения толчков при пропуске подвижной нагрузки и т. д.

Меры по технике безопасности дополняются установкой ограж­дений у механизмов, создающих динамические воздействия; при пропуске подвижной нагрузки на больших скоростях предусматри­вают меры для исключения возможности несчастных случаев.

Размещение приборов и проведение испытаний

Приборы должны быть помещены в тех сечениях и точках объек­та, где наиболее отчетливо могут быть выявлены значения опреде­ляемых параметров. Поскольку при динамических испытаниях в ря­де случаев применяются довольно сложные приборы (имеющиеся в распоряжении испытательных групп обычно в ограниченном коли­честве), существенна возможность неоднократного использования одного и того же прибора с установкой его в разных позициях. Вызываемое этими перестановками некоторое увеличение длительно­сти всей работы компенсируется сокращением количества необхо­димой аппаратуры и обслуживающего ее квалифицированного персонала.

Так же как и при статических испытаниях, наиболее ответст­венные измерения рекомендуется дублировать и применять для со­поставления результатов приборы различного принципа действия. В то же время не следует без достаточного для этого основания уве­личивать общее количество точек измерения во избежание ненуж­ного усложнения как самого испытания, так и обработки его ре­зультатов.

Отметчики времени. Для анализа записи динамических процес­сов и сопоставления показаний, установленных в разных местах приборов, необходимо четко отмечать время измерения. Такие от­метки синхронно наносятся :на все диаграммы при замыкании сла­боточной цепи, в которую должны быть включены регистрирующие устройства всех действующих приборов.

Замыкание цепи производится или автоматически, например, при нажатии специально установленных педалей при въезде и сходе подвижной нагрузки с объекта, или включением (вручную специаль­ного контакта в нужный момент времени. Для повторных отметок, например через каждые 10—30 сек, попользуют «контактные часы», регулярно с заданной частотой замыкающие цепь.

Испытания ударной нагрузкой

Ударные испытания просты, требуют минимальной подготовки и сравнительно несложного оборудования. Наиболее удобны удар­ные испытания для сравнительной оценки динамических характери­стик однотипных конструкций, 'например свай, 'балок и плит пере­крытий. Однако, чем массивнее исследуемые элементы, тем слабее сказывается на них действие удара, что требует применения более чувствительной аппаратуры или увеличения силы удара, чем прак­тически .и ограничивается -возможность применения данного метода испытаний.

Определяемые характеристики. Частоту и интенсивность затуха­ния собственных колебаний, возникших в результате удара, опреде­ляют путем обработки записанных виброграмм. Очень важно, что значения рассматриваемых параметров не зависят от силы удара, Это дает возможность проверять и уточнять полученные данные путем повторной записи при дополнительных ударных воздействиях.

Возможно также использование одного и того же прибора с уста­новкой его в разных позициях.

При ударных испытаниях могут быть исследованы также ско­рости распространения ударных волн, установлена форма колеба­ний (что, однако, удобнее делать вибрационным путем), а также исследована чувствительность сооружения к действию ударов, на­пример, для выяснения возможности работы на данном объекте под­лежащего установке прецизионного оборудования.

Если для сравнительных оценок параметров однотипных кон­струкций требуется уточнение только частот собственных колебаний, то вместо самопишущих приборов могут быть использованы много-язычковые частотомеры (см. рис. 109), что значительно упрощает проведение испытаний.

Испытания вибрационной нагрузкой

При испытаниях вибрационной нагрузкой в исследуемых конст­рукциях возбуждаются вынужденные колебания в широком диапа­зоне частот, включая зону резонанса.

Вибрационные испытания позволяют наиболее полно и всесто­ронне выявить динамические характеристики обследуемых объек­тов. Но, с другой стороны, для их проведения требуются специаль­ные вибрационные машины и наличие возможности крепления я пуска их на объекте.

Определяемые характеристики. При вибрационных испытаниях получают «резонансные кривые», дающие значения измеренных ве­личин (перемещений, деформаций и т. д. в функции частот возму­щающих сил.

При обработке этих кривых могут быть получены частоты соб­ственных колебаний исследуемых элементов и интенсивность зату­хания возникших колебаний.

При поддержании строго стабильного режима работы вибра­ционной машины регистрирующие приборы могут быть использова­ны неоднократно, с перестановкой их с места на место. При этом для определения перемещений можно пользоваться не только запи­сывающими приборами (что предпочтительнее), но и приборами с визуальным отсчетом.

Определение частоты собственных колебаний можно произво­дить даже без установки каких-либо измерительных приборов на самом объекте, поскольку момент резонанса может быть четко вы­явлен по положению «пики» на кривой расхода энергии вибрацион­ной машины.

Испытания эксплуатационной нагрузкой

Основным преимуществом рассматриваемых испытаний является возможность получения данных о действительной работе как всего сооружения в целом, так и отдельных его элементов в эксплуата­ционных условиях. В случае, когда исследуемое сооружение уже эксплуатировалось или полностью подготовлено к использованию, такие испытания не требуют сколько-нибудь сложной подготовки и могут быть выполнены в кратчайшие сроки. К недостаткам таких испытаний относятся:

многообразие, а в ряде случаев и неопределенность возникаю­щих силовых воздействий и трудность выделения влияния отдель­ных факторов;

затруднительность,   а   иногда   и   практическая   невозможность повторения испытаний с точным воспроизведением тех же условий -   загружения,   например,   при   повторных  пропусках   безрельсового транспорта и т. п.

При испытании эксплуатационной .нагрузкой определяют следу­ющие характеристики:

значения перемещений, деформаций и усилий, возникающих в элементах сооружения под действием эксплуатационной нагрузки;

определение частоты собственных колебаний по наступлению состояния резонанса и по частоте затухающих собственных колеба­ний, возникающих после резкого выключения или остановки дейст­вия нагрузок;

недопустимые (т. е. вызывающие чрезмерные перемещения, де­формации и напряжения) режимы работы установленного обору­дования или скорости пропуска подвижной нагрузки.

Особенности испытаний эксплуатационной   нагрузкой.   При   ис­следованиях динамических воздействий от стационарно установлен-- ного оборудования необходимо, кроме наблюдений при нормальном режиме ^его работы, проведение таких же измерений при тяжелых условиях: ускоренном пуске, резком торможении и т. д.

При испытаниях подвижной нагрузкой должны быть предусмот­рены:   наиневыгоднейшее   расположение   пропускаемой   нагрузки (т. е. вызывающее наибольшие   усилия   в   исследуемом   объекте), критические ее скорости  (соответствующие состоянию резонанса), резкое торможение и т. д. При пропуске безрельсового транспорта должны быть, кроме  того,   воспроизведены   вертикальные   удары, возможные при наличии неровностей   полотна   (имитируемых   спе­циально уложенными подкладками), и горизонтальные воздействия при резком изменении направления   движения   машин   (например, объезд на быстром ходу препятствия, установленного на проезжей части).

Для предотвращения возможности несчастных случаев, связан­ных с пропуском подвижной нагрузки на больших скоростях, долж­ны быть приняты предохранительные меры: установлены огражде­ния, предупредительная сигнализация и т. д.

1. Расчетные методы сооружений для определния сейсмических нагрузок. Метод сосредоточения масс. определение величин масс по особому сочетанию нагрузок.

Обладая широким частотным спектром, землетрясения вызыва­ют резонансные колебания сооружений 

Аначиз записей движения почвы при землетрясении позволяет установить закономерность между частотой и ускорением маятника приборов-так называемую спектральную кривую. По эгои кривой в зависимости от динамических характеристик сооружения опреде-ляют расчетный коэффициент динамичности р.;, которым оценива­ется общая реакция конструкции на движение основания.

В процессе колебаний сооружение деформируется части его об­щей массы, смещаясь друг относительно друга, приобретают неоди-наковые ускорения. При определении расчетной сейсмической на-грузки это явление учитывается коэффициентом формы колебании.

Предполагается, как обычно в динамике упругих систем, что ко­лебания конструкции при сейсмическом воздействии складываются из взаимно независимых колебаний по собственным частотам р± Каждой частоте (форме) составляющих колебании соответствхет определенная изменяющаяся по гармоническому закону инерцион­ная нагрузка. Некоторая величина ее расходуется в процессе коле­баний на преодоление внутреннего неупругого сопротивления, ха-пактеризуемого затуханием колебаний. Основная же доля bih(t} инерционных сил вызывает упругую реакцию конструкции, макси­мальное значение которой называется сейсмической нагрузкой.

Вычисаение общей сейсмической нагрузки на сооружение, как суммы зависимых от времени слагаемых Sik(t), крайне затрудни­тельно. Поэтому практический расчет строится на самостоятельном рассмотрении максимумов Sik(t) этих слагаемых.

Сейсмическая сила, действующая на часть сооружения с массой mh, условно принятой сосредоточенной в точке k расчетной схемы, соответствующая тону i, определяется выражением

откуда следует, что произведе­ние коэффициентов pfriife ПРИ' ближенно показывает, во сколько раз ускорение рассма­триваемой точки k больше уско­рения основания (/о-

Коэффициент сейсмично­сти /Сс, представляющий собой отношение ускорения основа­ния сооружения к ускорению

силы тяжести (/Cc = !/o/g)> зави" сит  от   района    строительства

и определяет интенсивность предполагаемого сейсмического воздей­ствия на конструкцию.

Таким образом, силы Sik являются статическим эквивалентом динамической нагрузки. Каждой форме Xi собственных колебаний сооружения соответствует определенный вид статической нагрузки Sik и определенное напряженное состояние конструкции (рис. III.6). Из-за различия частот pi максимумы этих нагрузок можно считать несовпадающими между собой по времени.

Весь дальнейший расчет после вычисления сейсмических сил Sik и определения соответствующих усилий является обычным рас­четом конструкции на заданную статическую нагрузку.

Предпосылки, положенные-в-оенову нор^4ахивнош__метода,_2ас-чета, относятся прежде всего к движению основания сооружений— 'колебания грунта представляются как сумма затухающих сдвину­тых по фазе синусоид. Такой зависимостью можно описать весьма сложные процессы, включая импульсивные воздействия. В строгом смысле это представление, однако, недостаточно корректно, так как землетрясение — процесс случайный. Тем не менее, количественные характеристики, полученные путем обработки акселерограмм статис­тическими методами [1], не противоречат выводам, полученным на основе предположенного закона движения [3].

Собственно сооружение представляется упругой системой, осно­вание которой перемещается совместно с грунтом. В действительно­сти при сильных землетрясениях несущим конструкциям приходит­ся работать за пределами упругости. Как показывает опыт, жест­кость сооружений при этом может уменьшаться в несколько раз [9]. В таком случае фактическая работа конструкции (рис. III.7) характеризуется реакцией, меньшей, чем сейсмическая нагрузка, вычисляемая для линейной упругой системы. Таким образом,

эта расчетная предпосылка направлена на повышение надежности проектируе­мых сооружений.

Нельзя отождествлять колебания грун­та и фундамента [8], [9], [24]. Б. К. Ка-рапетян отмечал при взрывах уменьшение сейсмического ускорения на фундаментах в пределах 10—80%. "Правда, в отдель­ных случаях наблюдалось и обратное яв­ление. По нашим наблюдениям, при сей­смических воздействиях порядка 4—5 баллов низкочастотные колебания грун­та и фундамента совпадают, а высоко­частотные (по отношению к основному тону собственных колебаний здания) на фундаменте оказываются значительно меньшими. Следовательно, можно пола­гать, что учет взаимодействия сооруже­ния с грунтом может снижать степень

Рис. III.7. Сопоставление графиков работы услов­но принятой линейно де­формируемой конструк­ции и фактической нели­нейной

Рис. III.8. График коэффициента А — расчетный   график,   принятый   в   СНяП;   Б — графики,   полученные   М.   Ф. Барштейном   путем   статистической   обработки   акселерограмм   [!);   В — график, построенный [3] по материалам С. В. Медведева {131

сейсмического воздействия, определяемого в настоящее время по сейсмограммам jj) унта.

Существенные упрощения приходится принимать в связи с оп­ределением расчетных значений коэффициента Pi, который зависит от характеристик сейсмического спектра, периода Ti собственных колебаний сооружения, затухания колебаний и изменяется во вре­мени. Для удобства практического пользования нормативный гра­фик рг представлен только как функция 7 и вычислен при значе­ниях декремента колебаний 0,1 для грунта и ~0,3 для конструкции. Из рис. III.8 видно, что этот график достаточно хорошо подтверж­дается исследованиями, проведенными различными методами. И тем не менее известны примеры землетрясений (рис. III.9), ха­рактеризующиеся спектральными кривыми, которые не полно впи­сываются в «типовой» график. Более «жесткие» спектры на этом рисунке получены на скальных и очень плотных грунтах, менее «жесткие» с максимумом ускоре­ний на больших периодах, харак­терны для особо крупных масси­вов аллювиальных грунтов иуда-ленных очагов. К сожалению, по­добный экспериментальный мате­риал, отражающий геологическую специфику районов, крайне огра­ничен, не обобщен и в нормах по­ка не отражен.

Расчетный график pi (рис. III.8, А) относится к соору­жениям с затуханием колебаний сравнительно большим —к зда­ниям с несущими стенами и дру­гим бетонным и каменным кон­струкциям, в работе которых на горизонтальную нагрузку существенную роль играют деформации сдвига. Металлоконструкции

сооружения малой жесткости (мачты, башни, трубы и др.) облада ют затуханием, существенно меньшим. Это значит, что коэффи циент динамичности для таких конструкций имеет повышенное зна чение (рис. ШЛО). Предвидеть при проектировании конструкци затухание колебаний с точностью, необходимой для пользовани подобным графиком, трудно. Поэтому, чтобы избежать грубых оши бок в практической работе, для расчета сооружений с пониженны? затуханием в СНиП предусмотрен" дополнительный коэффициенл повышающий значения pi, определяемые нормативным графикол рис. Ш.8А

Принятые сейчас значения коэффициента сейсмичности %с, оп ределяющегося уровнем ускорений колебаний грунта оснований, су гдествуют с начала столетия. Уже в 1937 г. В. С. Цшохер и В. А Быховский отмечали их условность [20]. По данным С. В. Me две дева, сейсмические ускорения грунта в 2—4 раза выше соответст вующих значениям /Сс. Но едва и эти наблюдаемые ускореню должны приниматься для расчета сооружений [3]. Во-первых, ана лизируя записи приборов, сейсмологи обычно отмечают максиму мы, а они не могут определять общую инерционную нагрузку нг конструкцию. Во-вторых, как об этом упоминалось, следует разли чать движение грунта и фундамента сооружения. Наконец, экономически нецелесообразно принимать расчетную сейсмическую на грузку такой, чтобы она обеспечивала полную сохранность массо вой застройки при максимально возможном землетрясении — явлении, локальном и крайне редком. И нормы, как известно допускают некоторые повреждения зданий (исключающие жертвь: и большой ущерб). Таким образом, определенное различие межд} наблюдаемыми ускорениями грунта и расчетными закономерно.

Обзор основных предпосылок расчета сейсмической нагрузки по­казывает, что они могут вносить большие или меньшие погрешности в его результаты и задачей исследователей на ближайшее вре­мя является углубленный анализ и должная количественная оцен­ка факторов, определяющих эти погрешности. Что же касается ре­зультатов расчета в общем, то они, как это показано в начале гла­вы, неплохо согласуются с наблюдаемыми последствиями землетря­сений.

Кроме расчета проектируемые для сейсмических районов здания и сооружения должны отвечать изложенным в СНиП конструк­тивным требованиям, отражающим продолжительный -опыт сейсмо­стойкого строительства. Результаты 8-балльных землетрясений в Петропавловске-Камчатском и Ташкенте свидетельствуют, что су­ществующие нормы проектирования оправдали себя.

Следует отметить, что все известные способы практического рас­чета конструкций на сейсмостойкость неизбежно содержат ряд ус­ловностей; с накоплением опыта и знаний эти способы будут совер­шенствоваться. Тем не менее, если учесть реальные возможности в отношении исходных данных и необходимость широко пользовать­ся такими расчетами, станут ясными несомненные достоинства ме­тодики СНиП: она позволяет производить обстоятельный динамиче­ский анализ сооружений различной сложности, увязана с расчетами конструкций на прочие (несейсмические) нагрузки и допускает дальнейшее свое развитие.

2. Периоды и коэффициенты форм собственных колебаний сооружений. Приближенные методы их определения.

Как мы уже отмечали в первом параграфе этой главы, оценка несущей способности материалов при действии на них сейсмических на­грузок представляет исключительные трудно­сти, связанные как с нестационарностыо самих воздействий, так и с недостатком опытных данных, характеризующих условия проч­ности при различных динамических загружениях. В связи с этим действующие нормы СНиП II-A.I2-69 учитывают специфику влия­ния сейсмических нагрузок на прочность материалов пока прибли­женно путем введения в правую часть условия прочности при рас­чете по первому предельному состоянию коэффициента условий ра­боты mкр.

В четвертом параграфе было показано, что многократное действие динамической нагрузки приводит к более резкому сниже­нию критической силы, чем это имеет место в случае разрушения элемента от потери прочности. В связи с этим при расчете элемен­тов, разрушение которых определяется условиями устойчивости, принимать коэффициент условий работы ткр>-1 не следует.

При оценке сейсмических сил для определения периодов и форм собственных колебаний сооружений необходимо знать величину ди­намического модуля упругости различных материалов. Имеющиеся в настоящее время опытные данные (см. предыдущий параграф) показывают, что в расчетах можно принять динамические модули упругости большинства материалов (стали, бетона, кладок) равны­ми статическим модулям упругости. Для бетонов и кладок в каче­стве последних могут быть приняты начальные модули деформа­ций. Напомним, что начальным модулем деформации называется его величина при о = 0.

3. Методика расчета сейсмических нагрузок на здания и сооружения по СНиП-7-81. Строительство в сейсмических районах.

 Статические расчеты проводятся на действие заданных нагрузок, собственного веса, температуры, сейсмических нагрузок или комбинации этих воздействий с подбором арматуры или проверкой прочности элементов. Возможен расчет железобетонных плит и оболочек с учетом трещинообразования и пластических деформаций в бетоне. Для пространственных тонкостенных подкрепленных конструкций, выполненных из материалов с заданной диаграммой напряжение-деформация, возможен расчет с учетом как физической, так и геометрической нелинейности. Расчет строительных конструкций проводится с учетом требований строительных норм и правил (СНиП 2.01.07-85* “Нагрузки и воздействия”, СНиП II-7-81* “Строительство в сейсмических районах” и СНиП 2.03.01-84* “Бетонные и железобетонные конструкции”).

Расчет на вынужденные колебания проводится на действие переменных во времени нагрузок, в том числе нагрузок сейсмического типа. Последние задаются либо только функциями ускорения основания, и в этом случае расчет ведется по традиционной методике, либо функциями перемещений, скоростей и ускорений, что дает возможность учитывать скорость распространения сейсмической волны. По результатам расчета определяются перемещения узлов, усилия в элементах конструкции, а также нагрузки на оборудование (спектры ответов).

Расчет на собственные колебания проводится как без учета, так и с учетом начальных усилий от собственного веса, приложенных нагрузок, температуры и сил инерции вращения.

В настоящее время рядом ведущих научно-исследовательских и проектных организаций страны по заданию Госстроя России ведется работа по пересмотру действующей главы СНиП II-7-81 *.

В новые нормы будут включены новые положения.

При подготовке новых положений российских норм учитывались рекомендации международных организаций по сейсмостойкому строительству: МАСК, ИСО и Комиссии Европейских статусов. В частности, подробно анализировались европейские нормы по сейсмостойкому строительству - Еврокод 8.

Во-первых, формулируется понятие "сейсмостойкость" здания или сооружения. Это понятие включает в себя цели, которые необходимо достичь в результате проектирования и строительства, и условия, при которых эти цели должны достигаться.

Цели: состояние здания после землетрясения должно допускать его дальнейшую эксплуатацию с некоторыми ограничениями (например, в жилых домах без выселения жильцов, в производственных зданиях - без остановки технологического процесса). При этом, конечно, не исключен последующий ремонт некоторых элементов здания.

Условия: цели достигаются при воздействиях, параметры которых указаны на картах сейсмического районирования и в нормах. Таким образом, при других условиях, когда воздействие отличается от прогнозируемого, цели проектирования в сейсмических районах не достигаются.

Прогноз сейсмической опасности сложен и не всегда достоверен. Известны случаи, когда по уровню воздействия он оказывался заниженным на один-два балла.

Поэтому новая формулировка понятия "сесмостойкость" предполагает корректировку целей проектирования и условий их достижения.

Предполагается одновременное достижение двух целей: не только обеспечение дальнейшей эксплуатации здания (с ограничениями) после землетрясений, указанных на картах сейсмического районирования, но и обеспечение общей устойчивости и необрушения сооружения после возможного землетрясения более высокой интенсивности, при этом в конструкциях могут иметь место значительные остаточные деформации, повреждения и даже разрушения ограждающих и некоторых несущих конструкций.

Первый уровень воздействия принимается соответствующим карте сейсмического районирования, т.е. по действующим нормам. Второй уровень принимается по результатам специального анализа геологической и сейсмологической обстановки в районе строительства. Этот уровень может существенно превышать первый уровень (до 1 балла).

Таким образом, измененная формулировка понятия "сейсмостойкость" предусматривает обеспечение безопасности населения даже в тех случаях, когда прогнозные оценки сейсмологов на картах СР оказываются неточными.

Во-вторых, в проекте норм рассматриваются критерии сейсмостойкости. Это один из основных вопросов теории и практики сейсмостойкого строительства. Критерии необходимы не только при проектировании, но и при оценке сейсмостойкости существующих зданий, разработке рекомендаций по повышению сейсмостойкости зданий, поврежденных землетрясениями, при анализе эффективности систем сейсмозащиты и т.д.

При анализе работы конструкций в упругой стадии деформирования обычно используются "силовые" критерии типа : "наибольшие усилия, возникающие в элементах конструкций при сейсмических воздействиях, должны быть равны или менее несущей способности элемента".

В упругопластической стадии деформирования конструкций, при которой происходит перестройка структуры сооружения и изменение физико-механических характеристик его элементов, силовые критерии уже не могут использоваться. Здесь нужны критерии деформационные.

Использование в качестве критерия сейсмостойкости не силовых, а деформационных параметров - одна из особенностей предлагаемой концепции сейсмостойкого строительства. Практическая реализация этой схемы расчета связана с необходимостью решения сложных вопросов, рассмотрение которых выходит за рамки данной статьи.

В-третьих, важным положением новых норм проектирования в сейсмических районах являются рекомендации о необходимости учета закономерностей процесса перестройки структуры сооружения при сейсмических воздействиях высокой интенсивности.

Анализ последствий землетрясений, а также теоретические и экспериментальные исследования подтверждают целесообразность допущения локальных разрушений в зданиях при расчетных уровнях воздействия. Считается допустимым, если возникают повреждения степени не более 2 по действующей сейсмической шкале. Примерно на такой уровень повреждений ориентированы действующие нормы и соответствующие расчетные коэффициенты в них. Однако СНиП не содержит указаний, в каких именно элементах конструкций допускаются повреждения и какова их предельная степень. Совершенно очевидно, что некоторые элементы здания должны работать почти упруго при любых уровнях воздействия, а значит повреждения в них вообще недопустимы, а другие в некоторых случаях могут быть полностью выключены из работы. Элементы конструкций имеют различную степень ответственности за возможный переход всего здания в предельное состояние, поэтому параметры состояний элементов не могут приниматься одинаковыми. Использование этого положения позволяет отказаться от принципа равнопрочности элементов в здании и осуществлять регулирование, а в ряде случаев, планирование механизма разрушения сооружения.

В-четвертых, рассматриваются сейсмические воздействия, которые следует учитывать при проектировании. В частности, факторы непосредственной и дополнительной сейсмической опасности. Предлагается учитывать уровни воздействия, их спектральный состав, эффективную продолжительность колебаний, направление вектора сейсмического воздействия.

В определенных случаях целесообразно учитывать возможность проявления отдельных импульсных движений грунта, а также волновой характер сейсмического поля основания. Некоторые аспекты учета сейсмических воздействий в силу их недостаточной изученности или неопределенности параметров могут носить лишь рекомендательный характер и поэтому не должны включаться в СНиП.

В проекте норм учитывается повторяемость сейсмических воздействий как фактор дополнительной сейсмической опасности. Соответствующие расчетные коэффициенты приняты по материалам научно-исследовательских работ.

При выполнении прямого динамического расчета в качестве воздействия могут использоваться имеющиеся акселерограммы или синтезированные записи движения грунта.

В-пятых, методы расчета на сейсмические воздействия должны допускать возможность оценки критериев сейсмостойкости. Иными словами, в результате расчетов должны быть определены деформационные параметры для всех несущих элементов сооружения и их соединений. Кроме того, должна быть обеспечена возможность сравнения полученных параметров с их предельно допустимыми значениями, соответствующими предельному состоянию сооружения в целом.

Известно, что напряженно-деформированное состояние сооружения при сейсмическом воздействии является весьма сложным и в полной мере не определяется ни одним из известных методов расчета.

В нормах России, как и в кодах зарубежных стран, используются простые инженерные методы расчета, хотя их основные положения и соответствующие параметры базируются на результатах широких теоретических и экспериментальных исследований и на материалах инженерного анализа последствий землетрясений. Это связано с пониманием того, что неопределенность внешних характеристик (воздействия, региональные условия) больше неопределенности внутренних параметров сооружения (разброс и изменение во время землетрясения прочностных и деформативных характеристик, сложность и нестационарность расчетно динамической модели, неустойчивость процесса перехода здания в предельное состояние и др.).

Вместо нерационального усложнения расчетов представляется более правильным использовать своего рода "принцип суперпозиции", полагая что деформированное состояние сооружения при сейсмических воздействиях является результатом нескольких воздействий. Конечно, применение этого принципа для конструкций, деформирующихся в упругопластической стадии, нуждается в дополнительной аргументации, однако для оценочных расчетов он, по нашему мнению, может быть использован.

Практически предлагается выполнять несколько расчетных проверок на различные по характеру и виду воздействия. Например: на горизонтальные сейсмические воздействия по различным направлениям, на вертикальные сейсмические воздействия, на кручение вокруг вертикальной оси сооружений, на дополнительные усилия от вертикальных нагрузок с эксцентриситетом, возникающим в результате деформации здания и основания при сейсмических воздействиях.

4. Общие требования к объемно-планировочному и конструктивному решению зданий, проектируемых в сейсмоопасных районах. Антисейсмические швы

Взаимная связь стен, кроме армирования мест пересечения сетками, обеспечивается железобетонными (иногда армокирпичными или армокаменными) горизонтальными антисейсмическими поясами. Их приме­нение предложено К. С. Завриевым. Эти пояса устраиваются по всем продольным и поперечным (внутренним и наружным) стенам зданий на уровнях всех междуэтажных и чердачных перекрытий и надежно свя­зываются с ними, образуя единую замкнутую систему. Антисейсмиче­ские пояса играют большую роль в повышении сейсмостойкости камен­ных зданий. Их роль в следующем: 1) они улучшают взаимную связь стен; 2) усиливают кладку при работе ее в плоскости стены, препятст­вуя развитию в последней косых трещин; 3) усиливают пояса кладки в районах перемычек, помогая воспринимать возникающие в них усилия при действии на здания горизонтальных сил; 4) будучи связаны с пере­крытием повышают их жесткость и монолитность

Отростки поясов вместе с небольшими участками примыкающей к ним кладки легко вырываются из поперечных стен, после чего при следующем сейсмическом толчке неразвязанная в поперечном направлении продольная стена теряет

устойчивость  и  опрокидывается.

Пояса армируются продольной арматурой и связываются попереч­ными хомутами. В углах и пересечениях поясов рекомендуется уста­навливать косые стержни. Некоторые детали поясов показаны на рис. V-9. Верхние пояса, расположенные на уровне чердачного перекрытия, не зажаты весом вышележащих стен и поэтому без специальных мер по улучшению их связи со стеной могут быть при толчке сдвинуты по плоскости контакта с кладкой. Во избежание этого рекомендуется из пояса вверх и вниз на 25—30 см выпускать арматуру, располагая ее на расстоянии примерно 50 см друг от друга по длине стены. Была сделана попытка применить взамен монолитных сборные железобетонные пояса, однако распространение она пока не получила, что связано как с необ­ходимостью увеличения номенклатуры сборных изделий, так и с затруд­нениями при монтаже поясов, не исключающем при этом использование монолитного бетона для заполнения стыков.

Следует отметить, что при плохом сцеплении в кладке эффектив­ность поясов заметно снижается. Так, например, при землетрясении в Скопле были четко установлены взаимные горизонтальные сдвиги эта­жей, происходящие ло плоскостям поясов. Известные сомнения в этом отношении дали и исследования моделей, выполненные В. А. Быховским [V-l'2a]. При плохом сцеплении в кладке и высокой сейсмичности целе­сообразно усиление стен поясами дополнять включениями не вертикальной арматуры в растводе, а вертикальных железобетонных элементов. Такое мероприятие рекомендуется в Нормах ряда стран.

В том случае когда вертикальные элементы ставятся достаточно часто (на расстоянии 4,0—6,5 м) друг от друга, такое решение приводит к каркасной конструкции.

В настоящее время для перекрытий в зданиях с кирпичными и ка­менными стенами в основном применяются сборные железобетонные настилы — сплошные или многопустотные (с круглыми -пустотами).

5. Методы антисейсмического усиления зданий. Антисейсмические пояса. армирование узлов сопряжения стен. Вертикальные железобетонные включения в стенах.

Блоки марки не ниже 50 для наружных и внутренних стен преду­смотрены сплошными из бетона с объемным весом у= 1200ч- 1600 кГ/м3 (керамзитобетон, шлакобетон и др.)- Толщина блоков наружных стен в зависимости от их материала и расчетных температур — 50 или 60 см. Сантехнические блоки железобетонные.

Кладка стен предусмотрена в двух вариантах: двухрядной (при блоках весом до 3 Т) и четырехрядной (блоках весом до 1,5 Т). Пере­крытия из сборных крупных панелей опираются на наружные и внут­ренние продольные стены. Б поперечном направлении для повышения сейсмостойкости на участках с дверными .проемами устанавливаются сборные железобетонные рамы (рис. V-15, в). Соединение блоков внут-ренных стен между собой и с железобетонными рамами производится сваркой закладных деталей и замоноличиванием бетоном вертикальных пазов между блоками. Кроме этого, поверх каждого ряда блоков в межсекционных поперечных и внутренней продольной стенах устраи­ваются монолитные железобетонные обвязки, из которых выпускаются анкеры, заходящие примерно на 30 см в вертикальные швы выше и ниже расположенных блоков, что и обеспечивает образование шпонок, препятствующих сдвигу блоков одного ряда относительно другого.

Железобетонные пояса (рис. V-15, V-16) с двух сторон окаймляют сантехнические блоки поперечных стен лестничных клеток и одновремен­но связывают их с перекрытиями и продольными наружными стенами. Для связи наружных стен с перекрытиями из блоков перемычек запус­каются анкеры в обвязку; в обвязку заходят также анкеры, приварен­ные с помощью закладных деталей к плитам перекрытий. Между анке­рами, выпущенными из блоков-перемычек и плит перекрытий, пропус­кается продольная арматура диаметром 12 мм, связанная, кроме этого хомутами диаметром 6 мм, расположенными через 20 см друг от друга. После укладки с вибрированием бетона и установки вышерасположен­ных блоков обеспечивается хорошая связь между перекрытиями и стенами.

Детали   подвальных стен, фундамента и карниза, принятые в рассматривае­мом проекте.

Вертикальные стыки ме­ле ду блоками наружных стен заполняются теплым бето­ном марки не ниже 50, а между блоками внутренних стен _ тяжелым бетоном М100. Следует отметить, что в связи с большой усадкой бетона и температурными деформациями стен, а также в связи с их работой при не­больших (но значительно бо­лее частых, чем .с расчетной силой) землетрясениях, сце­пление между бетоном вер­тикальных швов и бетоном блоков со временем может быть нарушено, что снизит сопротивление стен верти­кальному сдвигу. Чтобы по­высить сопротивление сты­ков сдвигу, необходимо по­верхности блоков, образую­щих после монтажа верти­кальные -стыки, делать с уг­лублениями и выступами, как, например, показано на рис. V-1'8, а. Укладку бетона в стыки следует производить с вибрированием. При двух­рядной разрезке соединение соседних блоков сваркой за­кладных деталей следует осуществлять на трех уров­нях {вверху, внизу и посере­дине блока). При четырех­рядной разрезке вместо за­кладных деталей могут быть

использованы верти­кальные стержни по граням блока и арма­турные каркасы, укла­дываемые в горизон­тальные монтажные швы, как показано для наружных стен.

Вертикальные швы между  блоками должны заполняться  бетоном с тщательной предварительной   очисткой   и   смачиванием   поверхности пазов. Закладка вертикальных  стыков кирпичной кладкой или камня­ми   недопустима.

7. Требования к выполнению кирпичной кладки в сейсмических районах. Изделия и материалы. Категории кладки.

Каменная (в том числе кирпичная) кладка в несущих конструк­циях зданий, возводимых на сейсмически активных территориях, применяется уже много тысячелетий. Ни по одному виду строитель­ных конструкций нет столь многочисленных данных о поведении при землетрясениях, как по каменным сооружениям. К сожалению, эти данные еще мало обобщены, что ограничивает возможности реше­ния многочисленных задач при проектировании каменных сооруже­ний для сейсмических районов. Значительно меньше, чем, например, в области сейсмостойкости железобетона, может почерпнуть инже­нер-проектировщик и из экспериментально-теоретических исследо­ваний, объем которых применительно к конструкциям из кирпича и камня незаслуженно мал.

Методы расчета несущей способности каменных конструкций от­личаются большой степенью идеализации их реальных свойств и условий работы под действием сейсмических и других нагрузок. В какой-то степени несовершенство методов расчета компенсиру­ется повышенными коэффициентами запаса прочности, принимае­мыми при проектировании каменных конструкций, а также конструктивными ограничениями, которые предусматриваются нор­мами. Однако и при этих условиях о сейсмостойких каменных кон­струкциях можно говорить только, если обеспечивается надлежа­щее качество их выполнения по проектам, учитывающим их специ­фические особенности. Невыполнение этих условий ведет к разным повреждениям не только при сильных, но даже и при относительно слабых землетрясениях.

Каменные здания, применимые в сейсмических районах, отлича­ются сравнительно малыми периодами собственных колебаний. Для таких сооружений СНиП разрешает при определении сейсмических сил ограничиваться учетом только первого (основного) тона коле­баний. Величина последнего (в сек) при средних грунтовых услови­ях может быть приближенно найдена по эмпирической формуле

где п — число этажей в здании.

Так как согласно табл. 1.2 высота каменных зданий с несущи­ми стенами ограничивается 5 этажами, то у применяемых на прак­тике сооружений период Т обычно не превышает 0,3—0,4 сек, что по действующим нормам соответствует максимально возможной ве­личине р = 3 (или близкой к ней величине). По этому признаку ка­менные здания могут быть классифицированы как жесткие. Для зданий такого типа нормами СИиП разрешается не проводить спе­циальных расчетов величин р и т, а определять их произведение п'О табл. IV. 1.

.уменьшение интенсивности  сейсмических  воздействии  в  связи с повышением плотности грунтов учитывается нашими нормами пу-

тем соответствующего снижения сейсмичности площадки (см. гл. I), Наоборот, при плохих грунтовых условиях сейсмичность площадки увеличивается.

Измерения колебания грунтов при землетрясениях показали, что для плотных грунтов максимальные интенсивности колебаний от­носятся к высоким частотам (близким частотам их собственных ко­лебаний), по мере же снижения плотности грунтов максимальные интенсивности сдвигаются в сторону низких частот.

Таким образом, при одном и том же землетрясении одинаковые по конструктивным решениям здания, будучи возведенными на раз-'ушчных основаниях, могут оказаться подвергнутыми различным сейсмическим воздействиям.

По данным К. Сюэхиро, при землетрясении 1923 г. в Токио жесткие здания перенесли его лучше в низменной части города, где основанием служили рыхлые аллювиальные отложения, чем в верх­ней, где основания были представлены плотными делювиальными грунтами [33]. Аналогичные факты были отмечены при землетрясе­нии в Северном Мюсаши (Япония) 1931 г. и Краснополянском (вблизи Сочи) землетрясении 1955 г. [9].

Идея смягчения сейсмического воздействия на жесткие кирпич­ные (каменные) здания в связи с податливостью основания была популярна у древних зодчих Средней Азии [3]. Имеются такие при­меры, когда между скальным основанием и фундаментом устраива­лись подушки из рыхлой земли и песка. Такова, например, конструк­ция мавзолея на горе Тахт и Сулейман (близ г. Ош Киргизской

Хотя примеры, говорящие в пользу строительства жестких со­оружений на податливых основаниях и, наоборот, податливых со­оружений на жестких основаниях, не единичны, все же, учитывая всё многообразие проявления землетрясений на поверхности зем­ли, пока трудно говорить о количественных рекомендациях в этом направлении.

Можно, например, указать такие районы, территория которых при одних (эпицентральных) землетрясениях подвергалась корот-копериодным колебаниям, а при других (с удаленными эпицент­рами) превалировали длиннопериодные колебания. В первом слу­чае более чувствительными будут жесткие сооружения, во втором— более гибкие.

Во время Калифорнийского землетрясения 1952 г. на террито­рии, удаленной от эпицентра, больше пострадали высокие (более гибкие) здания, тогда как вблизи — низкие [45].

За исключением некоторых частных случаев, СНиП предусматри­вает расчет зданий на действие только горизонтальных сейсмиче­ских сил. При удаленных эпицентрах величина вертикальных сей­смических воздействий мала и ею можно пренебречь, однако при эпицентральных землетрясениях вертикальные сейсмические силы могут быть достаточно большими. Возникающие при этом ускорения все же значительно меньше ускорения силы тяжести, и поэтому при толчке вниз сейсмические нагрузки, суммируясь с вертикальными нагрузками, действующими на здание до землетрясения, не вызы­вают опасных перенапряжений. Сейсмические силы, направленные вверх, уменьшают сжимающие напряжения, возникающие в сече­ниях до землетрясения, не меняя при этом знака этих напряжений. Такое воз-действие обычно не опасно для прочности металлических, железобетонных и деревянных сооружений. Для каменных же кон­струкций уменьшение продольных сжимающих напряжений а0 в сечениях горизонтальных швов приводит к снижению сопротивления сдвигу по швам Ясдв, что следует из известной формулы Кулона

Ren и / — касательное сцепление и коэффициент трения камня по

шву.

Снижается также сопротивление главным растягивающим на­пряжениям, в чем можно убедиться, используя формулу, рекомен­дуемую СНиП:

где #гл — сопротивление главным растягивающим напряжениям при разрушении по косой штрабе, зависящее от величи­ны сцепления раствора с камнем (кирпичом) в швах кладки.

По этой причине происходит и нежелательное увеличение экс­центрицитетов. Учитывая это, новые нормы требуют выполнять расчет каменных конструкций с учетом одновременного действия горизонтальных и вертикальных сейсмических сил.

. Опыт многочисленных землетрясений показывает, что одним из наиболее уязвимых мест в кладке являются сечения по швам, в которых сцепление часто оказывается недостаточным для обеспе­чения сопротивления сдвигу, разрыву или главным растягивающим напряжениям. Таким образом, величина сцепления — одна из ос­новных характеристик, определяющих сейсмостойкость кладки. По этому признаку СНиП делит все кладки в зависимости от достига­емого в них сцепления на три категории, приведенные в табл. IV.2,

Так как одним из параметров, определяющих сцепление в клад­ке, является марка раствора, то классификация кладок по катего­рии в СНиП производится с указанием минимальной марки раство­ра, при которой в этой кладке может быть достигнуто необходимое сцепление. Ниже, в табл. IV.3 и IV.4, приведены категории по сей­смостойкости для основных видов кладок бетона и бутобетона.

I .   ЖБК 1. Основные физико-механические свойства бетона. Прочность на сжатие и растяжении. Деформация бетона при кратковременном и длительном нагружении. Диаграмма  для сжатия и растяжения бетона. 2. Арматура железобетонных конструкц