Шпоры к гос. экзамену ПГС

I. ЖБК

1.        Основные физико-механические свойства бетона. Прочность на сжатие и растяжении. Деформация бетона при кратковременном и длительном нагружении. Диаграмм 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 четом перераспределения армирования плит.

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

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

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

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. чет 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 стойчивости 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, злы. 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 злы. 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 злов.

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

. Деревянные конструкции

1. Методика расчета сейсмических нагрузок по НиП-7-81
2. Клееные балки. Рациональные области применения. Принципы расчета и конструирования.
3. Конструкция ферм
4. Клееные арки. Расчет и конструирование. злы.
5. Рамы. Расчет и конструирование. злы.
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 словия применимости.
7. Методы искусственного лучшения 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 льтразвуковых 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. ОПр

1.        Структура САПР. Виды обеспечения.

2.        Операционные системы

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

4.        Критерии. Система критерий. Методы критерием.

VIIа 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 НиП-7-81.

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

5.   Методы антисейсмического силения зданий. Антисейсмические пояса. армирование злов сопряжения стен. Вертикальные железобетонные включения в стенах.

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

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

V. 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, отправочнные 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; отпранвочные марки опорные и ключевые злы.

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

7.     Гиперболические параболоиды (Гипары): конструктивные схемы, особенности компоновки, принмеры, 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

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 ЛИРА. Применение "ноль-элементов".

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

Древесные пластикиЧэто материалы, полученные соединением синтетическими смолами продуктов перенработки натуральной древесины. К ним относя тся древесно-слоистые пластики, древесно-волокнистые и древесно-стружечные плиты, бумажный слоистый пластик (гетинакс) и др.

Древесно-слоистые пластики изготовля ют из тонких листов сушеного березового, липового или букового шпонна, пропитанного и склеенного между собой различнынми синтетическими смолами при высоком давлении и температуре. В зависимости от расположения волокон шпона в смежных слоя х ДСП выпускаются несколько марок. Для строительных конструкций наиболее пернспективна марка ДСП-Б, где через каждые 1Ч20 прондольных слоев шпона кладывают один поперечный слой.

Прочность древесно-слоистых пластиков превышает.прочность древесины вследствие плотнения 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 просушнкой.

ДСП выпускаются промышленностью в виде плит следующих размеров: длина 0,Ч5,6 м, ширина до 1,2 м, толщина Ч60 мм. Плиты ДСП обладают хорошей вондостойкостью, стойкостью к органическим растворитенля м и маслам, легко поддаются механической обработнкеЧ пилению, строганию, фрезерованию и т.п.

Относительно высокая стоимость ДСП не позволя ет пока широко применя ть этот листовой материал для крупных элементов строительных конструкций. Его принменя ют в основном для изготовления средств соединенния элементов конструкций в виде шпонок, нагелей, консынок, вкладышей.

Древесно-волокнистые плиты (ДВП) изготовля ют из хаотически расположенных волокон древесины, склееых канифольной эмульсией с добавлением для некотонрых типов плит фенолоформальдегидных смол. Сырьем

7G

для изготовления ДВП я вля ются отходы лесопильных и деревообрабатывающих производств (отрезки реек, горнбыля , брусков), которые дробя т в щепу и растирают в специальных становках до волокнистого состоя ния . При формовании плит без плотнения на прессах полунчаются пористые ДВП, которые применя ют для тепнления , звукоизоля ции и отделки стен, перекрытий и понкрытий.

При длительном действии влажной среды древеснонволокнистые плиты поглощают значительное количество влаги, в результате чего набухают (в основном по толнщине) и теря ют прочность.

Дрсно-стружечные плиты (ПС и ПТ) получают горя чим прессованием под давлением древесных струнжек, пропитанных синтетическими термореактивнымн смолами. Для изготовления ПС и ПТ применя ют специнально изготовленную стружку, полученную на деревообнрабатывающих станках, также мелкую щепу (дробленку).

Специальную стружку изготовля ют из низкосортной древесины, отходов лесопиления и фанерного производнства (рейка, горбыль, карандаш). Она имеет малые размеры и высокую однородность, поэтому плиты, полунчаемые с ее применением, обладают высокими механинческими свойствами и наиболее гладкой поверхностью. В качестве свя зующего применя ют фенолоформальде-гидные, мочевиноформальдегидные и мочевино-меламиновые смолы.

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

Изготовля ют древесно-стружечные плиты методом горя чего прессования в этажных прессах или в специнальном прессе непрерывного действия . В последнем слунчае большинство древесных частиц кладывается волокннами перпендикуля рно плоскости плиты (на ребро), и изделия получаются менее прочными и более неоднороднными.

Механические свойства плит ПС и ПТ завися т от плотности, вида и количества свя зующего, породы и разнмеров древесных частиц. Количество смолы принимают обычно до 10,%, а древесной стружки - около 90% массы. С величением содержания свя зующего прочность плит повышается , однако при этом значительно велинчивается себестоимость изделия , так как стоимость свя нзующего составля ет около 4Ч50 % 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 звукоизонля ционной способностью. Они хорошо поддаются обранботке на деревообрабатывающих станках. Их применя нют в строительстве в качестве перегородок и для декорантивной отделки стен и потолков.

В настоя щее время разработаны древесно-стружечнные плиты, армированные металлической сеткой, котонрые могут найти применение в некоторых видах строинтельных конструкций.

Определение собственного веса конструкций.

Предварительное определение нагрузки от собствеого веса проектируемой несущей конструкции gc.B в занвисимости от ее типа, пролета I, постоя нной gu и времеой рвр нормативных нагрузок производя т по формуле

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

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

После окончания разработки проекта конструкции, включая и составление спецификации, определя ют уточнненное значение собственного веса конструкции gCB. Еснли ^св существенно превышает gc.B, то может потребонваться пересчет конструкции. Для запроектированной конструкции

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

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

Дощатоклееные балки обладают ря дом преимуществ перед другими составными балками; они работают как монолитные; их можно изготовить с поперечным сечением больншой высоты; в балках длиной более б м отдельные доски стыкуют по длине с помощью зубчатого шипа и, следовательно, балки не будут иметь стыка, ослабля ющего сечение; в дощатоклееных балках можно рационально разменщать доски различного качества по высоте. Слои из донсок первого или второго сортов кладывают в наиболее напря женные зоны балки, а слои из досок второго или третьего сортов - в менее напря женные места. В доща-токлееных балках можно также использовать маломернные пиломатериалы.

Опыт применения дощатоклееных балок показывает, что их надежность зависит от качества склейки и тщантельного соблюдения технологического процесса изготовнления . Это возможно только в заводских словия х, в специальных цехах с необходимым оборудованием при качественной сушке пиломатериалов. .Работы по изгонтовлению балок следует выполня ть специально обучеым персоналом.

Для пролетов Ч24 м в качестве основных несущих конструкций применя ют балки, склеиваемые из досок плашмя (рис. VI.18). Высоту балок принимаютв преденлах VsЧ'/12^ Ширину балок целесообразно, как правило, брать минимальной и определенной из словия опира-ния панелей покрытия и обеспечения монтажной жестнкости. клон верхней грани двускатных балок приниманют в пределах 2,Ч10 %.

Дощатоклееные балки, особенно с большим отношеннием высоты к ширине поперечного сечения , подлежат проверке на стойчивость плоской формы деформированния . В основном следует применя ть балки пря моугольнного поперечного сечения , как более технологичные при изготовлении. Дощатоклееные балки рассчитывают как балки цельного сечения .

Влия ние на несущую способность балок размеров, формы поперечного сечения и толщины слоев учитывают коэффициентами словия работы. Нормальные напря женния определя ют по формуле

Здесь коэффициент словия работы ms учитывает влия ние разнмеров поперечного сечения , тсл Ч толщину слоев.

Значения коэффициента тб для дощатоклееных банлок разной высоты h приведены в пункте 3.2.д норм, знанчения коэффициента тсл - в пункте 3.2.е норм.

В двускатных балках при равномерно распределеой нагрузке сечение с максимальным нормальным нанпря жением не совпадает с положением максимального момента. Это сечение находится из общего выражения для нормальных напря жений

Приравня в нулю выражение, полученное после дифнференцирования , и сделав необходимые преобразования , найдем, что казанное сечение отстоит от опоры на раснстоя нии

Для балок пря моугольного сечения из пакета досок необходимо производить расчет на стойчивость плоской формы деформирования по формуле

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

Коэффициент фи для балок, щарнирно закрепленных от смещения из плоскости изгиба и закрепленных от понворота вокруг продольной оси, определя ют по формуле

где IP - расстоя ние между опорными сечения ми балки, а при закрепнлении сжатой кромки балки в промежуточных точках от смещения я з плоскости (прогонами, ребрами панелей) расстоя ние между этими точками; Ь - ширина поперечного сечения ; h- - максимальная высонта поперечного сечения на участке /р; Кф - коэффициент, завися щий от формы эпюры изгибающих моментов на частке 1р.

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

где b - ширина сжатого поя са поперечного сечения .

Расчет следует производить по формуле

где ф - коэффициент продольного изгиба из плоскости изгиба. сжантого поя са; Re - расчетное сопротивление сжатию.

Для гнутоклееных балок (см, рис. VI. 18, в) при изгинбающем моменте М, меньшающем их кривизну, следунет проверя ть радиальные растя гивающие напря жения по формуле

где а0 - нормальное напря жение в крайнем волокне растя нутой зонны; о1! - нормальное напря жение в промежуточном волокне сечения , для которого определя ются радиальные растя гивающие напря жения ; hi - расстоя ние между крайним и рассматриваемым волокном; г\ - радиус кривизны линии, проходя щей через центр тя жести эпюнры нормальных растя гивающих напря жений, заключенной между крайним и рассматриваемым волокном; /?рэо - расчетное сопротивнление древесины растя жению поперек волокон.

Скалывающие напря жения проверя ют в сечении с максимальной поперечной силой Q. Проверя ют по обычнной формуле

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

Если нагрузка приложена к нижнему поя су балок таврового или двутаврового сечения , обя зательно деланют проверку на отрыв нижней полки по эмпирической формуле

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

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

При равномерно распределенной нагрузке первый иннтеграл равен 54н/4/384£7, второй \A.(qfil2/SGF). Для банлок малой высоты, когда //й>20, второй интеграл, чинтывающий влия ние на прогиб касательных напря жений, 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 Ч12, второй интеграл дает значительное величение прогиба и его следует учитывать. Особенно это- относится к балнкам двутаврового сечения .

Прогиб двускатных балок определя ют с четом перенменного по длине момента инерции балок. Наибольший прогиб шарнирно опертых и консольных балок постоя ого и переменного сечений с четом влия ния касательнных напря жений практически вычисля ют по формуле

где /о - прогиб балки постоя нного сечения высотой h без чете денформаций сдвига; k - наибольшая высота сечения ; I - пролет балнки; А - коэффициент, учитывающий влия ние переменности высоты сечения , принимаемый 1 для балок постоя нного сечения ; сЧкоэфнфициент, учитывающий влия ние деформаций сдвига от поперечной силы.

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

Клеефанерные балки

Клеефанерные балки состоя т из фанерных стенок и дощатых поя сов. Поперечное сечение клее-фанерной балки может быть двутавровым или коробчантым. Так как при этом поя са далены от нейтральной оси, то материал в таких балках используется более эфнфективно.

Фанерная стенка помимо работы на сдвигающие синлия может воспринимать и нормальные напря жения (при словии, если волокна наружных шпонов расположены вдоль оси балки). Для лучшего использования несущей способности фанерной стенки целесообразно располангать фанеру так, чтобы волокна ее наружных шпонов были направлены вдоль оси балки. При продольном раснположении волокон наружных шпонов модуль пругости фанеры примерно на 50 % больше, чем при поперечном их расположении, что предопределя ет лучшее использонвание фанеры на сжатие и растя жение при изгибе на ребро. Кроме того, продольное расположение волокон наружных шпонов позволя ет стыковать фанеру лна с. При поперечном расположении волокон этих шпонов стыки можно выполня ть только, используя накладки, что менее надежно; к тому же накладки перекрывают "стык стенки лишь в чистоте между поя сами и, таким образом, меньшается момент инерции сечения в стыке.

Клеефанерные балки могут быть постоя нной высоты, двускатными, также с криволинейным верхним поя сом (см. рис. VI. 19, б). Радиус кривизны верхнего поя са.крунгового очертания определя ют по равнению окружности

где R - радиус кривизны верхнего поя са; hcp - высота балки в сенредине пролета; hK - высота балки на ее конце.

Одним из важных преимуществ клеефанерных балок с криволинейным верхним поя сом по сравнению с двунскатными я вля ется то, что они не имеют стыка в коньке и поэтому могут быть выполнены полностью безметальнными, что делает их более пригодными к применению в помещения х с агрессивной средой, в частности для химинческих производств.

Клеефанерные балки с плоской фанерной стенкой ренкомендуется использовать для пролетов до 15 м. Их вынсоту обычно назначают в пределах VsЧVi2^ при этом следует учитывать стандартные размеры фанерных лиснтов. 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 стойчинвости. Придание жесткости фанерной стенке можно обеснпечить 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 поя са выбирают кривонлинейные пазы клиновидного сечения , в которые на клею вставля ют фанерную стенку.

Клеефанерные балки, так же как панели покрытия , рассчитывают с четом различных модулей пругости древесины поя сов и фанерной стенки по приведенным геометрическим характеристикам. Приведение осущестнвля ют к материалу, в котором находя т напря жения . При определении напря жений в поя сах приведенные характенристики сечения вычисля ют по следующим формулам:

где FH, /д, 5щ - соответственно площадь, момент инерция и статинческий момент поя сов; РФ, /ф и S$ - соответственно площадь, монмент инерции и статический момент фанерной стенки; Р.$ - соответнственно' модуль пругости фанеры и древесины поя сов.

3. Металлодеревя нные фермы. Рациональные области применения . Принципы расчета и конструирования . Узлы.

4. Клееные арки. Расчет и конструирование. злы.

Дощатоклееные арки применя ют кругового или стрельчатого очертания с затя жками или с непосредстнвенным опиранием на фундаменты или контрфорсы. При наличии затя жек пролеты арок обычно не превышают 24 м, при опирании на фундаменты или контрфорсы пронлеты зданий, осуществленных в Р, достигали 63 м (здание летнего катка в Архангельске). За рубежом имеются отдельные примеры применения арок с пролентами более 100 м.

рки обычно склеивают из пакета досок пря моугольнного по высоте сечения , что менее трудоемко. При больнших пролетах может оказаться целесообразным применнение арок переменного по высоте сечения , приня того с четом изменения момента по длине арки.

Дощатоклееные арки бывают двух- и трехшарнирны-ми (рис. VI.28). При пролетах до 24 м и ///=1/Ч1/6 целесообразно применя ть двухшарнирные арки как бонлее экономичные во всех случая х, когда возможна транспортировка криволинейных элементов арок. Кринволинейные арки, как правило, делают с постоя нным радиусом кривизны, так как изогнуть доски по окружнонсти легче. В дощатоклееных арках толщину слоев (досок после острожки) для удобства их гнутья целесообразно применя ть, как правило, не более 1/300 радиуса кривизнны и не более 33 мм.

Коньковый зел в трехшарнирных арках можно вынполня ть с деревя нными накладками на болтах, воспринимающими поперечную силу от временной нагрузки и обеспечивающими жесткость зла арки из ее плоскости. В случае, если распор воспринимается затя жкой, она вынполня ется из профильной или круглой стали.

рки рассчитываются на нагрузки и воздействия в соответствии со НпП П-6-74. В результате расчета арок определя ют значения М, N, Q.

Нормальные напря жения в арках вычисля ют по обычной формуле для сжато-изгибаемого стержня в сенчении с максимальным изгибающим моментом и соотнветствующей ему нормальной силой:

где JV0 - значение сжимающей силы в ключевом сечении арки.

При отношении напря жений от изгиба к напря жениня м от сжатия менее 0,1 производя т расчет на устойчинвость в плоскости кривизны арки по формуле

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

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

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

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

где - центральныйа гола полуарки, рад;а 5 - полная длина дуги арки.

Для трехшарнирных арок при расчете на несимметнричную нагрузку расчетную длину допускается прининмать /о = 0,585. Для трехшарнирных стрельчатых арок с глом перелома в ключе более 10

Расчет арок на стойчивость плоской формы дефорнмирования производя т по формуле -39.

Клеевые швы проверя ют на скалывание по формуле

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

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

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

)

Несущую способность болтов определя ют с четом направления сил поперек волокон; она должна быть больше действующих силий А?ь Rz-

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

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

5. Рамы. Расчет и конструирование. злы.

Рамные конструкции отличаются от арочных своим очертанием, которое сильно влия ет на распределение изгибающих моментов в пролете. При ломаном очертаннии рамы в жестком карнизном зле при загружении как левой, так и правой половины рамы возникают монменты одного знака. В результате при загружении рамы по всему пролету гловые моменты сильно величиваютнся , что ограничивает длину пролетов, перекрываемых ранмами, до 1Ч30 м.

Рамы могут воспринимать горизонтальные нагрузки, обеспечивая поперечную стойчивость здания без защемнления стоек и без стройства жестких поперечных стен. Рекомендуется делать рамы трехшарнирными, так как в статически определимых системах не происходит пенрераспределения усилий при деформировании под длинтельно действующей нагрузкой, что обеспечивает соотнветствие их расчетным силия м.

Дощатоклееные гнутые рамы. Дощатоклееные гнутые рамы (рис. VI.30) выполня ют трехшарнирными, что обнлегчает их изготовление, транспортирование и монтаж. Криволинейность карнизных злов достигается выгибом слоев (досок) по окружности при изготовлении рам. Рандиус кривизны обычно невелик и составля ет Ч4 м. 1ак как по словия м гнутья отношение радиуса кривизны к толщине слоя (Я/6) не может быть меньше 150, то толнщина слоев для изготовления дощатоклееных гнутых рам после фрезерования будет составля ть не более 1,ЬЧ 2,5 см. Следовательно, Дощатоклееные гнутые рамы бонлее трудоемки в изготовлении, чем арки и требуют больншего расхода древесины и клея . Кроме того, расчетное сопротивление изгибу уменьшается множением на конэффициент гнутья , меньший единицы.

Сечение рамы делают пря моугольным, а высоту сенчения Чпеременной по длине, что достигается меньшеннием числа досок в пакете с внутренней стороны рамы. Постепенное плавное изменение высоты сечения (рис. VI 30 а) предпочтительнее с архитектурной точки зренния 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 поперечнный изгиб.

Дощатоклееные рамы из пря молинейных элементов.

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

Наиболее сложным у рам П-образного очертания я внля ется карнизный зел (соединение стойки с ригелем), где действует максимальный изгибающий момент.

Рамы пролетом 12 и 18 м иногда проектируют с карннизным злом, 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 силие и изгибающий момент. Клеевой шов проверя ют на скалынвание.

Недостаток такого решения Ч возможность разрушенния клеевого шва при сушке и разбухании пакета донсок, приклеенного к фанерной косынке больших разменров. В последнее время шире применя ют соединение стойки с ригелем на зубчатый шип (рис. VI.33,г).

Более надежны рамы из пря молинейных 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 сечения х нормальнные силия , изгибающие моменты и поперечные силы.

Получили применение в строительстве рамы с соединнением ригеля в карнизном зле на зубчатый шип. Раснчет этих рам производя т на прочность и устойчивость плоской формы деформирования .

Клеефанерные рамы (рис. VI.36) в поперечном сеченнии могут быть двутавровыми или коробчатыми. Фаненру, как и у клеефанерной балки, лучше располагать так, чтобы волокна рубашек были параллельны оси рамы. Карнизный зел решают с применением стальных нанкладок (рис. VI.36, б) или с помощью специальных гну-токлееных фанерных вставок1, я вля ющихся закруглен-

ным продолжением пря молинейных поя сов ригеля и стойки {рис. VI.36, s). Гнутоклееные фанерные вставки соединя ют с пря молинейными досками поя сов рамы зубнчатым шипом. Стыки располагают вразбежку.

Испытания клеефанерных рам выя вили необходинмость проверки фанерной стенки на главные напря женния . Для приближенного расчета можно проверить прочнность фанерной стенки сравнением расчетного сопротивнления фанеры под углом 45

где и, т Чнормальное и касательное напря жения в стенке на ровнне внутренней кромки сжатого поя са.

Клеефаыерные рамы следует рассчитывать не только по прочности, но и по деформация м. При расчете аналонгично 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 соединения х деревя нных элементов подразумеваются соединения , в которых силия от одного элемента другому передаются через их соответственно обработанные и опиленные контактные поверхнности. Дополнительно поставленные в таких соединениня х рабочие свя зи несут обычно функции фиксации отндельных элементов или служат аварийными свя зя ми, включающимися в работу при разрушении соединений.

При контактных соединения х деревя нных элементов в местах примыканий между собой и с элементами из других строительных материалов решающим оказываетнся работа древесины на смя тие.

Значительным преимуществом решения соединений деревя нных элементов простым опиранием одних на друнгие я вля ется незначительное влия ние на их работу денформаций древесины при колебания х температурно-влажностного режима в период эксплуатации конструкнции, особенно если силы сжатия соединя емых деревя ых элементов направлены вдоль волокон.

Контактные соединения со сжатием перпендикуля рно к волокнам встречаются в соединения х стоек в местах примыканий к горизонтальным ригеля м, опираний пронгонов, балок, ферм на стены и т. д. (рис. IV. 3, а, б). В этих случая х расчет соединения сводится к определеннию проверки напря жений смя тия по контактным поверхностя м в деревя нном элементе, в котором силы сжатия приложены перпендикуля рно к волокнам, и сравннению их с соответствующим расчетным сопротивленинем. Поскольку сопротивление древесины на смя тие понперек волокон незначительно, то при действии больших силий часто приходится величивать опорные площаднки или контактные поверхности соединя емых элеменнтов.

Площадка контакта и распределение силий сжатия на большую поверхность может быть величена с понмощью подкладок из твердых пород древесины, имеющих повышенное сопротивление смя тию поперек волокон (рис. IV.3, в) или подкладки из металлических профинлей (рис. IV.3, е), также деревя нными вставками в опорные части стоек (рис. IV.3, д).

Если опорную площадь нельзя увеличить по каким-то конструктивным соображения м, то для подня тия сопронтивля емости древесины смя тию в этой части применя ют различные накладки, например, из фанеры, прикрепля енмые к боковым граня м нагеля ми или клея ми (рис. IV.4, а). Эффект повышения сопротивля емости смя тию в этом случае достигается не столько вследствие величенния площади опирания , сколько передачей и распреденлением силий с помощью накладок на большую глубинну элемента.

Заслуживает внимания и дальнейшей проработки предложенный в нашей стране вариант силения клененых 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 глом 45

Контактные соединения деревя нных элементов с дейнствием сил вдоль волокон имеются , например, при наранщивании стоек по длине (рис. IV.5). В этом случае сонпротивление смя тию вдоль волокон максимально и совнпадает с сопротивлением сжатию вдоль волокон. Однако при этом возникает опасность взаимопроникновения деревя нных элементов из-за того, что более плотные слои древесины в одном элементе совпадают с менее плотными в другом. В результате этого может произойти дефорнмация древесины в торцах.

Концы соединя емых элементов должны быть точно совмещены и приторцованы. Чтобы предотвратить сменщение концов элементов, станавливают цилиндрические нагели в торцах или боковые накладки (см. рис. IV.5).

Поскольку размеры поперечного сечения сжатых стонек принимают из расчета на продольный изгиб, этой площади бывает вполне достаточно для восприя тия нанпря жений смя тия вдоль волокон, поэтому расчет торцов элемента на смя тие при передаче силий по всей площанди поперечного сечения обычно не проводя т.

Работа древесины в местах соединения по контактнным поверхностя м на смя тие под глом возникает в соединения х деревя нных элементов, находя щихся под разнличными глами, например стык наклонных деревя нных элементов (рис. IV.6). В этих случая х древесину по коннтактной поверхности проверя ют на смя тие под глом.

Боковые накладки или различные вкладыши между соединя емыми элементами служат для фиксации элеменнтов и восприя тия поперечных сил. Соединение наклоых сжатых деревя нных элементов с горизонтальными растя нутыми элементами без рабочих свя зей осуществнля ют 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 свя зей. За этим видом соединения сохраннилось старое название врубка, хотя в настоя щее время врезки и гнезда выполня ют не топором, электро-, или мотопилой, цепнодолбежником.

Основной областью применения врубок я вля ются з-ловые соединения в брусчатых и бревенчатых фермах, в том числе в опорных злах примыкания сжатого верхненго поя са к растя нутому нижнему поя су.

Соединя емые врубкой элементы деревя нных констнрукций (д. к.) должны быть скреплены вспомогательнынми свя зя ми - болтами, хомутами, скобами и т. п., котонрые следует рассчитывать в основном на монтажные нангрузки.

Лобовая врубка может тратить несущую способнность при достижении одного из трех предельных состоня ний: 1) по смя тию площадки пора FCK^ 2) по скалынванию площадки FC*', 3) по разрыву ослабленного врубнкой нижнего поя са.

Площадь смя тия определя ют глубиной врубки вр, которая ограничивается нормами вр^ЛбР/3, где Абр - высота растя нутого элемента. При этом несущая способнность врубки из словия разрыва растя нутого элемента в ослабленном сечении при правильном центрировании зла всегда обеспечивается с избыточным запасом прочнности. Решающее значение имеет как правило несущая способность врубки, исходя из словий скалывания .

Согласно НиП 11-25-80, лобовую врубку на скалынвание рассчитывают определением среднего по длине площадки скалывания напря жения сдвига по формуле

где ^ек - расчетное сопротивление древесины скалыванию для макнсимального напря жения ; /скЧ расчетная длина плоскости скалыванния , принимается не более 10 глубин врезки в элемент; е - плечо сил сдвига, принимаемое 0,5/1 при расчете элементов с несимметричнной врезкой в соединения х без зазора между элементами (см. рис. IV-7) и 0,2Л при расчете симметрично загружаемых элементов с симметричной врезкой; $Ч коэффициент, принимаемый 0,25. Отноншениеа должно быть не менее 3.

Однако выполненный анализ сложного напря женного состоя ния , возникающего по плоскости скалывания 1, понказал, что вышеприведенная формула НиП 11-25-80 приемлема только для угла Ч45

В результате анализа становлено, что с величением глубины врубки при постоя нной длине плоскости скалывания снижается коэффициент концентрации напря жений сдвига и меньшаются напря жения сжатия поперек волокон в начале плоскости скалывания . Выя внлена зависимость коэффициента концентрации напря жений сдвига ^max/^сред от отношения 1ск/е и от гла смя тия (табл. IV.2). На основе данных, приведенных в табл. IV.1, можно сделать следующие выводы:

1) чем больше отношение длины плоскости скалыванния к е, тем больше коэффициент концентрации напря нжений сдвига;

2)а чем меньше гол а, тем меньше коэффициент коннцентрации напря жений сдвига;

3) чем больше нормальная к плоскости сдвига составля ющая , тем выше значение концентрации напря женний сдвига.

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

7. Основные формы пространственных ДК, их достоинства и недостатки. Кружально-сетчатые своды. Купольные покрытия я вля ются самой распространеой формой пространственных конструкций, в том числе из древесины, фанеры, пластмасс. Будучи одним из наинболее экономичных видов оболочек на круглом или мнонгоугольном плане, они получили широкое распространенние в гражданском, промышленном и сельскохозя йствеом строительстве. Очертание куполов зависит от архитекнтурных и технологических требований, вида материала, типизации элементов, простоты изготовления , транспорнтировки и монтажа конструкций. Купольные оболочки из пластмасс имеют диаметр от одного метра (светонвые фонари) до 5Ч60 м (сферы крытия антенных стнройств). При силении пластмассовых куполов деревя ыми или металлическими ребрами их пролеты могут превышать 100 м. Купола из клеефанерных элементов достигают диаметра 90 м. Известные к настоя щему вренмени возведенные деревя нные купола достигают пролета 153 и 162 м, покрытие над стадионом, разработанное фирмой Вайерхозер (г. Такома, США) в форме ребнристого купола с сетчатым заполнением из клееной дренвесины 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 свя зя ми, сетчатые. По форме поверхнонсти, получаемой вращением образующей вокруг вертинкальной оси, купола могут быть сферического очертанния , эллиптического, конического, в форме гиперболоида вращения и т. д. Пластмассовые купола часто проектинруют из волнистых (лотковых) и складчатых элементов.

Основными нагрузками, действующими на купольное покрытие, я вля ются : собственный вес конструкции, сненговой покров, технологическая нагрузка от массы оборундования 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 подвешеого оборудования . Ко второй - ветровая нагрузка; как вариант - одностороння я снеговая и масса несимметричнно 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 дианметру не более 1/4 ветровой напор создает на поверхнонсти купола отсос, который разгружает купол и при донстаточном собственном весе покрытия может не учитынваться . Однако легкие пластмассовые купола необходимо проверя ть расчетом на действие отсоса ветра.

Конструкции кружально-сетчатых сомкнутых сводов. Купол из сомкнутых сводов образует в плане правильнный многоугольник и состоит из одинаковых секторов (рис. IX.36 и IX. 37), я вля ющихся частью цилиндричеснкого свода. Смежные секторы сомкнутого свода соединня ются между собой специальными ребрами, называенмыми гуртами. Шаг сетки с, гол т|з между кося ками и гол между нижними ребрами кося ков и образующей свода пришагают такими же, как в цилиндрических кру-жально-сетчатых сводах.

Кося ки, примыкающие к гуртам, соединены с ними по месту. Гурт имеет эллиптическое очертание, котонрое при f^.LJ5 может быть практически заменено окнружностью, построенной по трем точкам - одна посерендине и две по концам гурта. Для покрытий, особенно где кося ки сетки клееные, целесообразно гурты выполня ть также клееными - либо из стандартных кося ков, как кружальные арки, либо из пакета гнутых досок, как клееные арки.

Нижнее распорное кольцо, имеющее очертание пранвильного многоугольника, может быть из стали или женлезобетона либо металлодеревя нньш из горизонтальных шпренгельных ферм, где изгибающие моменты восприннимаются деревя нным поя сом, замкнутая многоугольнная схема металлических шпренгелей воспринимает растя гивающие усилия от распора. Верхнее сжатое кольнцо решают обычно по принципу многослойной кружальнной арки.

Представля ет интерес разновидность сомкнутого сетнчатого свода, разработанного в США для пролета 257м {рис. IX.38). Проект этого свода предусматривает иснпользование его для покрытия стадионов в городах Портленде, Филадельфии, Детройте и Новом Орлеане. Стрела подъема этого покрытия 76 м. Гурты клееные, переменного коробчатого сечения . Максимальная высонта сечения 334 см. Верхний поя с представля ет собой панкет шириной 91 см, нижний поя с состоит из двух панкетов шириной по 36 см. Высота поя сов одинаковая и равна 61 см. Устойчивость стенок гурта, выполненных из фанеры толщиной 76 мм, обеспечивается изнутри ребранми жесткости. Нижнее распорное кольцо полое клееное. Внутри кольца проходя т предварительно напря женные стальные тросы. Ромбическая сетка между гуртами вынполнена из клееных кося ков. По сетке ложены клеефа-нерные панели, которые имеют размеры и формы, соотнветствующие ромбовидной я чейке. Кровля - из листов алюминиевого сплава. Это купольное покрытие было приня то для строительства, как самое экономичное по сравнению с вариантами из других строительных матенриалов.

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

По характеру работы к этой конструктивной схеме ближе всего относя тся пластмассовые гладкие купола-оболочки однослойные, двух- и трехслойные. Однослойнные пластмассовые купола изготовля ют из полиметилме-такрилата (органическое стекло), полиэфирного стеклонпластика (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 пронслойки. Двухслойные оболочки состоя т из наружного стеклопластиковсго слоя и внутреннего пенопластового.

Диаметр и толщина однослойных куполов из полиме-тилметакрилата соответственно достигают 10 м и 20 мм; из стеклопластикЧ9 м и 6 мм; из пенопластЧ24 м и 200 мм. Трехслойные купола возводя т диаметром до 25 м с общей толщиной оболочки до 50 мм.

Параметры двухслойных куполов аналогичны однонслойным стеклопластиковым, так как внутренний пенонпластовый слой в основном выполня ет функцию теплинтеля .

Интересным примером трехслойного пластмассового купола я вля ется 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, глухаря ми или зубчатыми шпонками. При значительных поперечных силия х принменя ют сварные металлические башмаки.

Верхнее кольцо изготовля ют металлическим или денревя нным. Деревя нные кольца могут быть клееными или кружальными на гвоздя х. Диаметр верхнего кольца приннимают таким, чтобы к нему беспрепя тственно примыканло требуемое количество меридианных ребер. Отверстие кольца часто используют как световой или аэрационный фонарь.

Нижнее опорное кольцо воспринимает распор мериндианных ребер и работает на растя жение. Оно может быть железобетонным, деревя нным или металлическим в зависимости от ровня опирания купола и вида ниж-ня х опорных конструкций (железобетонные фундаменты, металлические или деревя нные стойки и т. д.). Концы ребер должны быть знкерены в опорном кольце, понследнее надежно соединено с нижележащими конструкнция ми.

Кольцевые настилы воспринимают силия , действуюнщие в кольцевом направлении оболочки. В нижней части купола, где могут возникать растя гивающие кольцевые усилия , кольцевой настил выполня ют из двух слоев донсок. Нижний кладывают непосредственно на меридиаые ребра, верхний - перекрывает стыки нижнего, сдвингая сь относительно их на половину длины доски. Оба слоя прибивают гвоздя ми. Доски не выкружаливают и поэтому между ними образуются зазоры. Вместо досок можно применя ть склеенные по длине плети брусков. В этом случае настил может быть одинарным, стыки плентей располагаются вразбежку и соединя ются гвоздя ми через меридианное ребро или смежные бруски. Толщину досок кольцевого настила принимают 1Ч25 мм. В верхнней части купола, где действуют сжимающие кольцевые усилия , настил выполня ют из одного слоя досок (бруснков) толщиной, равной двойному нижнему кольцевому настилу.

Косой настил воспринимает сдвигающие силия , конторые возникают при несимметричной нагрузке на купрл. Он состоит из одного слоя досок толщиной 1Ч25 мм, укладываемого сверху кольцевого настила от одного менридианного ребра к другому, под глом около 45

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

Деревя нные тонкостенные купола-оболочки собирают с помощью лесов.

Ребристые купола - одна из первых конструктивных схем купольных покрытий, состоя щая из отдельных, понставленных радиально плоскостных несущих криволиннейных или пря молинейных ребер, опирающихся в верхннее и нижнее опорные кольца или фундаменты (рис. IX.28). Ограждающая часть покрытия , ложенная по верхним граня м ребер, образует поверхность купола. Понкрытие состоит из дощатых щитов или настила по кольнцевым прогонам, клеефанерных или стеклопластиковых панелей.

Несущие меридианные деревя нные ребра постоя ннонго или переменного сечения могут быть выполнены в виде полуарок (поверхности положительной гауссовой кринвизны) или пря молинейных элементов (конические купонла) из клееной древесины, фанеры или досок со сплошнной или сквозной стенкой на гвоздя х, иногда из ферм. Несущие ребра величивают жесткость купола, позволя нют воспринимать сосредоточенные нагрузки от оборудонвания , способствуют приданию оболочки проектной форнмы при возведении и облегчают монтаж покрытия . Вынсоту поперечного сечения ребер принимают в пределах 1/5Ч1/75 диаметра купола. Ребра станавливают по нижнему опорному кольцу с шагом 4,Ч6 м. Для обеснпечения стойчивости ребер из плоскости и повышения общей жесткости покрытия между двумя соседними ребнрами купола станавливают свя зи. Количество пар ренбер, соединенных свя зя ми, принимают не менее трех. Чаще всего ребра соединя ют попарно по всему покрынтию.

Дощатый настил кладывают по прогонам в два слоя Ч 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 констнрукция , прерванная в коньковом шарнире кольцом. При большом диаметре верхнее кольцо для повышения его жесткости и устойчивости раскрепля ют внутренними раснпорками. Нижнее опорное кольцо как в тонкостенных кунполах может быть круглого или многоугольного очертанния из железобетона, металла или древесины. Соединенние ребер с верхним и нижним кольцами осуществля ется шарнирно.

9-15. Требования , предъя вля емые к клея м для несущих конструкций

Равнопрочность, монолитность и долговечность кленевых соединений в деревя нных конструкция х могут быть достигнуты только применением водостойких конструкнционных клеев. Долговечность и надежность клеевого соединения завися т от стойчивости адгезионных свя нзей, вида клея , его качества, технологии склеивания , экнсплуатационных словий и поверхностной обработки донсок.

Клеевой шов должен обеспечивать прочность соединнения , не ступающую прочности древесины на скалынвание вдоль волокон и на растя жение поперек волокон. Прочность клеевого шва, соответствующую прочности древесины на растя жение вдоль волокон, пока еще не дается получить, поэтому в растя нутых стыках плонщадь склеиваемых поверхностей приходится величинвать примерно в 10 раз косой срезкой торца на с или на зубчатый шип.

Плотность (беспустотность) контакта клея щего венщества со склеиваемыми поверхностя ми должна созданваться еще в вя зкожидкой фазе конструкционного клея , заполня ющего все глубления и шероховатости, благоданря способности смачивать склеиваемую поверхность. Чем ровнее и чище остроганы склеиваемые поверхности и чем плотнее они прилегают одни к другим, тем полнее мононлитность склеивания , тем равномернее и тоньше клеенвой шов. Деревя нная конструкция , монолитно склеенная из сухих тонких досок, обладает значительными преинмуществами перед брусом, вырезанным из цельного бревна, но для реализации этих преимуществ необходинмо строгое соблюдение всех словий технологии индунстриального производства клееных деревя нных констнрукций.

После отверждения конструкционного клея от сфорнмировавшегося клеевого шва требуется не только рав-иопрочность и монолитность, но и водостойкость, теплонстойкость и биостойкость. При испытания х разрушение опытных образцов клеевых соединений должно происнходить в основном по склеиваемой древесине, не по клеевому шву (с разрушением внутренних, когезиоиных свя зей) и не в пограничном слое между клеевым швом и склеиваемым материалом (с разрушением пограничнных, адгезионных свя зей).

Виды клеев. Клеевые содинения применя лись давно, главным обнразом в столя рных изделия х. В начале XX в. в Швейнцарии, Швеции и Германии стали применя ть несунщие деревя нные конструкции, соединенные на казеинонвом клее. Некоторые из этих деревя нных конструкций, надежно защищенные от влажнения , сохранились до наших дней. Однако в полной мере удовлетворить тренбования м, предъя вля емым к соединения м элементов ненсущих конструкций современных капитальных сооруженний, белковые клеи животного и тем более растительнонго происхождения не могли.

Решающее значение для современного индустриальнного производства клееных деревя нных конструкций на новой технологической базе имеет развитие химии полинмерных материалов и производства синтетических кленев. Синтетические полимерные материалы с запланиронванными свойствами позволя ют обеспечить требуемые прочность и долговечность клеевых соединений. Поиск оптимального ассортимента конструкционных клеев. и соответствующих режимов поточного производства клененых конструкций продолжается , но же сейчас имеется

набор синтетических клеев, которые позволя ют соединня ть деревя нные строительные детали не только с деренвом, но и с синтетическими полимерными материалами н даже с металлическими деталя ми.

В отличие от казеиновых и других белковых клеев синтетические конструкционные клеи образуют прочный водостойкий клеевой шов в результате реакции полинмеризации или поликонденсации. В настоя щее время в основном применя ют резорциновые, фенольно-резорци-новые, алкилрезорциповые, фенольные клеи. Согласно НиП 11-25-80, выбор типа клея зависит от температур-но-влажностных словий, при которых будут эксплуантироваться клееные конструкции.

Эластичность и вя зкость клеевого шва особенно важнна при соединении деревя нных элементов с металличеснкими, фанерными, пластмассовыми и другими конструкнционными элементами, имеющими температурные, сандочные и пругие характеристики. Однако использование эластичных каучуковых клеев в напря женных соединнения х 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 сушечное коробление недосушенных досок произойдет еще до отнверждения клеевого шва, но после прекращения давленния пресса, то склеивание будет необратимо нарушено, хотя возможно, что этот брак обнаружится лишь поздннее, когда трещина раскроется по клеевому шву.

Клеем на основе синтетических смол обрабатывают кромки фанерных листов. Толщину их выбирают в завинсимости от диаметра нагеля и из словий работы фаненры на смя тие в гнезде.

Последние располагают обычно так, чтобы направленние волокон наружных слоев фанеры совпадало с нанправлением волокон соединя емого элемента, в котором действуют большие силия , или этот гол составля л 45

Развитие нагельных соединений с пластинками в знлах привело к поя влению нагельных пластин. Одними из первых стали применя ться для зловых соединений коннструкций с одной или двумя ветвя ми нагельные пластиннки системы Мениг. Пластинки этой систенмы изготовля ют из пенопласта толщиной 3 мм и слоя синтетической смолы, силенной стекловолокном толщинной 2 мм. В этой пластинке закреплены сквозные обоюдонострые нагели диаметром от 1,6 мм и длиной по кажндую сторону пластинки от 25 мм и более. Толщина соендиня емых деревя нных элементов может достигать 80 мм..

Нагельные пластинки станавливают между соединя немыми деревя нными элементами. При запрессовке слой пенопласта сжимается и служит контролем для равнонмерной запрессовки нагелей в оба соединя емых эленмента.

По своей работе соединения на нагельных пластинках могут быть сравнены с работой гвоздевых соединений. Несущая способность соединений на пластинках типа Мениг составля ет 0,7Ч1,5 Н на 1 мм2 контактной понверхности.

10. ПНЕВМАТИЧЕСКИЕ СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИИ. Пневматические строительные конструкции покрытий по характеру работы очень близки к пространственным.вися чим и тентовым мембранам. Оболочки этих констнрукций, изготовленные из тканых материалов, способны стабилизировать свою форму только при наличии преднварительного напря жения . В отличие от тентовых мемнбран, где предварительное напря жение создается механническим путем, пневматические конструкции реализуют предварительное напря жение вследствие разности давленния (избыточного или вакуума) в подоболочечном и окнружающем конструкцию пространстве.

Возникнув в конце сороковых годов нашего столетия благодаря спехам химии полимеров, пневматические конструкции сразу вступили в полосу своего бурного разнвития , подготовленную высоким ровнем техники и техннической культуры производства.

Среди преимушеств пневматических конструкций слендует отметить малый собственный вес, высокую мобильнность, быстроту и простоту возведения , возможность пенрекрытия больших пролетов, высокую степень заводской готовности и др.

Пневматические строительные конструкции в зависинмости от характера работы обычно разделя ются на две самостоя тельные группы - пневмокаркасные (надувные) и воздухоопорные (рис. IX.47). Пневмокаркасные коннструкцииЧ это надувные стержни или панели, несущая способность которых (сопротивление сжатию, изгибу, кручению) обеспечивается повышенным давлением возндуха в замкнутом объеме элемента. Большое внутреннее давление воздуха (до 150 кПа) требует высокой степени герметичности и прочности материала. Это же словие ограничивает пролет конструкций, который с четом эконномической целесообразности для ря довых сооружений не превышает 1Ч16 м. Стоимость пневмокаркасных конструкций в Ч5 раза выше, чем воздухоопорных. Эти недостатки сдерживают их применение и серийный выпуск конструкций до сих пор в мире не налажен.

Основным достоинством пневмокаркасных конструкнций я вля ется отсутствие избыточного давления воздуха в эксплуатируемом пространстве и, как следствие этого, потребности в процессе шлюзования . Пример неординарнных пневмокаркасных конструкций - павильон Фудзи (рис. Х.48) и покрытие пневматического плавучего тенатра (рис. IX.49) на ЭКСПО-70 в г. Осаке.

Принципы расчета пневматических конструкций. Проектирование строительных пневматических коннструкций включает решение следующих задач: 1) нанхождение оптимальной формы оболочки; 2) установленние характера и величины силового воздействия ; 3) выня снение физико-механических свойств материалов обонлочек и обоснование расчетных сопротивлений; 4 ) выя внление перемещений оболочки под действием нагрузок; 5) определение напря женно-деформированного состоя нния оболочки.

Эти задачи, общие для всех конструкций, применинтельно к пневматическим оболочкам требуют специальнного подхода.

Формальным признаком оптимальной формы оболочнки может служить состоя ние равнонапря женности во всех направления х по ее поверхности. К таким поверхностя м можно отнести мыльную пленку. Однако найденные танким образом формы будут оптимальными только для воздействия внутреннего давления . При действии любой другой нагрузки это словие будет сразу нарушено и может привести к поя влению на поверхности оболочки морщин и складок либо повышению расчетных силий до ровня расчетных сопротивлений материала. Поэтому чет реальных словий работы оболочки требует аналинза ее напря женно-деформированного состоя ния и коррекнции формы поверхности образованной мыльной пленки..

Основными нагрузками на пневматическую конструкнцию я вля ется избыточное давление, ветровые и снеговые воздействия . Влия ние собственного веса оболочки, ввиду его малости по сравнению с другими нагрузками, обычно не учитывают. Однако в некоторых случая х при небольшом давлении под оболочечным пространством собственный вес может значительно влия ть на очертание контура оболочки. Так, при отношении избыточного давнления к собственному весу оболочки g, равному />/£:= 4...5, форма поперечного сечения оболочки отличанется от круговой заметно, при P/g = 2...3 - значительнно. Распределение избыточного внутреннего давления на оболочку показано на рис. IX.51, а.

Для расчета пневматической конструкции на ветронвое воздействие необходимо выя вить картину обтекания оболочки потоком воздуха, выраженную в эпюре раснпределения ветрового давления по ее поверхности. Пока еще это не далось сделать с достаточной точностью.

13. Расчет сжато изгибаемых и растя нуто изгибаемых элементов ДК.

В растя нуто-изгибаемых элементах кроме изгибаюнщего момента действует центрально-приложенное синлие, которое растя гивает стержень (рис. ШЛО), т. е. нанправлено в обратную сторону по сравнению со сжато-изгибаемым элементом. Поэтому после прогиба стержня , вызванного изгибающим моментом, нормальное силие будет создавать дополнительный момент противоположнного знака и таким образом меньшать основной монмент. Так как на деревя нные элементы при растя жении сильно влия ют пороки древесины, снижая их прочность, то растя нуто-изгибаемые элементы рассчитывают в занпас прочности без чета дополнительного момента от продольных сил при деформации стержня по формуле

где FHT - площадь сечения нетто; RP, Кя ~ расчетные сопротивления растя жению и изгибу.

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

чение. Не учитывается уменьшение прогиба от дополнинтельного момента также при проверке элемента по втонрому предельному состоя нию.

Сжато-изгибаемыми элементами называются такие, на которые действует изгибающий момент и центральнно приложенное продольное сжимающее силие. Изгинбающий момент может создаваться ; а) внецентренно приложенной сжимающей силой и тогда элемент назынвают внецентренно сжатым или б) поперечной нагрузнкой. При расчете сжато-изгибаемых деревя нных стержнней применя ют теорию краевых напря жений, предложеую проф. д-ром техн. наук К. С. Завриевым. В соответстнвии с этой теорией несущая способность стержня считанется исчерпанной в тот момент, когда краевое напря жение сжатию делается равным расчетному сопротивлению.

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

Так как жесткость стержня не я вля ется бесконечной, то он под влия нием изгибающего момента прогибается .

При этом центрально приложенная сжимающая сила теперь же будет иметь эксцентриситет, равный дефорнмации стержня от момента, и таким образом создаст дополнительный момент (рис..8). Поя вление дополннительного момента от нормальной силы величит денформацию стержня , что приведет к еще большему вознрастанию дополнительного момента. Такое наращивание дополнительного момента и прогибов будет некоторое время продолжаться , но затем затухнет.

Полный прогиб стержня и уравнение кривой неизвенстно, поэтому непосредственно по формуле краевых нанпря жений нельзя найти эти напря жения :

где Мц - изгибающий момент от поперечной нагрузки; у - деформанция стержня .

Полный изгибающий момент стержня

Так как в двух написанных равнения х есть три неизнвестных ас, у, Мх, то следует найти еще одно равнение. Вся кую кривую можно аналитически выразить в виде ря да, который при этом должен быть быстро сходя щимнся и удовлетворя ть краевым значения м. Таким я вля ется тригонометрический ря д

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

При симметричной нагрузке первый член ря да дает точность, равную 9Ч97 %. Для упрощения решения бундем считать нагрузку симметричной. Тогда можно огранничиться только первым членом ря да

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

Тогда после дифференцирования уравнения кривой понлучим

Приравня в значения (Ш.31) и (Ш;30) получим

Теперь значение Мх из (.32) и у из (.29) поднставим в выражение (.28) и после преобразования имея в виду, что n2EJ/t2=NKp, a sin (я *//) при х = 1/2, где при симметричной нагрузке будет находиться макнсимальная ордината прогиба ym^=fi, равен единице, получим, что

Найденная зависимость позволя ет решить вопрос об определении напря жений.

3. Конструкция ферм

Многоугольные брусчатые фермы относя тся к метал-лодеревя нным сборным конструкция м заводского изгонтовления (рис. VII.8). В этих фермах верхний поя с преднставля ет 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 поя с делают, как правило, менталлическим из профильной стали. Решетку принимаю! треугольной со стойками. Длина панели верхнего поя сг значительно меньше, чем в клееных сегментных фермах так как несущая способность панели ограничена разнмерами сечения бруса и его длиной.

Как видно из этих схем, брус верхнего поя са пенрекрывает две панели и я вля ется двухпролетной неразнрезной балкой, за исключением опорных панелей, имеюнщих вдвое меньшую длину.

Решение злов в многоугольных фермах во многом аналогично решению злов в сегментных клененых фермах. Раскосы и стойки решетки имеют по коннцам металлические пластинки - наконечники, прикрепнленные болтами к деревя нному элементу и выполненные из полосовой стали, за исключением верхнего наконечнинка стойки, который делают из голка. Применение здесь голка необходимо потому, что в отличие от средней планстинки-наконечника стойки, которая зажата между планстинками раскосов в нижнем зле (что обеспечивает ей дополнительную стойчивость из плоскости), в верхнем зле пластинка - наконечник стопки была бы свободна в отношении продольного изгиба из плоскости и потому должна быть заменена наконечником из жесткого пронфиля . В целя х нификации пластинки-наконечники для всех раскосов и низа стойки имеют одну и ту же длину и одинаковую разбивку отверстий для болтов. НаконечнникиЧ голки для верха стойки также все одинаковы.

В злы верхнего поя са, там, где находится его стык, закладывают металлические вкладыши. В центре проходит зловой болт, на который при сборке надевают пластннки-наконечники.

налогично с сегментными фермами зловой вкладыш имеет клиновидную форму в соответствии с переломом верхнего поя са в месте зла. Стойки к верхнему поя су (стойки сжаты) присоединя ют также с помощью пластиннок, но так как поя с в этом месте не имеет стыка, то знловые пластинки-наконечники надевают на болт, вставнля емый в проушины пластинки, которая передает силия от стойки на верхний поя с. Пластинку-наконечник заранее скрепля ют с брусом верхнего поя са расчетным количеством гвоздей или болтов. Стыки верхннего поя са перекрывают жесткими деревя нными накладнками на болтах.

Конструкция злов нижнего поя са несколько отличанется от таковой в сегментных фермах. учитывая , что здесь длина элементов решетки и расчетные силия в них меньше, можно допустить внецентренное (с небольшим эксцентриситетом) прикрепление элементов решетки в злах к нижнему поя су, как это показано на рис. VII.8, что упрощает решение зла. Стык нижнего поя са вынполня ют в любом добном месте. Он перекрывается или голками, или пластинками из полосовой стали. Опорнный зел может быть решен так же, как в сегментных фермах.

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

Верхний поя с в многоугольных фермах выполня ют из брусьев, длина которых вдвое превышает длину панели. Таким образом, брус верхнего поя са представля ет собой двухпролетную балку со средней опорой на стойке реншетки. Если нагрузка приложена не только в злах, но и между ними (обычный случай), то на средней опоре возникает изгибающий момент, значение которого завинсит от просадки опоры, т.е. от просадки бруса верхнего поя са на стойке. Значение этой просадки в общем слунчае не известно - оно зависит от точности сборки фернмы, качества древесины и пр. Поэтому в расчете рассматривают два крайних случая : 1) средня я опора не имеет

просадки, и брус верхнего поя са представля ет собой двухпролетную неразрезную балку; 2) средня я опора имеет такую просадку, что изгибающий момент на средней опоре равен нулю, и брус верхнего поя са представля ет собой, следовательно, разрезную балку с пролетом, равнным длине панели.

Для меньшения расчетных изгибающих моментов от межузловой нагрузки в верхнем поя се искусственно созндают изгибающий момент обратного знака, для чего в промежуточных злах верхнего поя са фермы применя ют внецентренное стыкование брусьев, осуществля я пор только нижних частей поперечного сечения брусьев. Тот же прием применя ют и в опорных, злах. С четом сканзанного верхний поя с, я вля ющийся в любом варианте сжато-изгибаемым стержнем, рассчитывают следующим образом.

1. Расчет ведут как двухпролетной неразрезной балнки. Момент на средней опоре при равномерно распреденленной 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 точнку, находя щуюся на расстоя нии 1/3/ от средней опоры. Расчетный момент н средней опоре (см. рис. VI 1.9, а)

Внецентренное приложение силы N меньшило раснчетный момент. Положительный момент в половине длинны панели.

Расчетным моментом обычно я вля ется момент на среднней опоре. Проверка сечения :

Коэффициент t, определя ют при гибкости верхнего поя са,., подсчитанной по полной длине панели, что идет в запас прочности, так как при неразрезном верхнем поня се возможно определение гибкости по длине между нунлевыми 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 производя т так же, как в предыдунщем случае, причем гибкость определя ют по полной длинне панели,

Нижний поя с. Раскосы прикрепля ют с небольшим эксцентриситетом, равным расстоя нию от центра зловонго болта до оси голка поя с (см. рис. VII.8). Изгибаюнщий момент в нижнем поя се при этом равен произведеннию разности силий в соседних панеля х нижнего поя са на значение эксцентриситета. Разность силий опреденля ют при временной нагрузке (снеговой) на всем проленте, на левой и правой половинах фермы. Для всех трех случаев подсчитывают изгибающий момент и растя гиванющее усилие и проверя ют напря жение в нижнем поя се по формуле сложного сопротивления как для растя нуто-изгибаемого стального стержня , рассчитываемого соглансно НиП 11-23-81 Стальные конструкции. Нормы пронектирования .

Решетка. Сжатые элементы решетки проверя ют на продольный изгиб так же, как в сегментных фермах, растя нутые - на растя жение по площади нетто с четом

ослаблений.

11. Расчет центрально-растя нутых и сжатых элементов ДК

Деревя нные элементы, работающие на центральное растя жение, рассчитывают по наиболее ослабленному сечению:

Коэффициент т0 = 0,8 учитывает концентрацию напря нжений, которая возникает в местах ослаблений. При опнределении FKT необходимо учитывать волокнистую струкнтуру древесины.

Если считать, что площадь и жесткость волокон дренвесины одинаковы, то в сечении I - 1 (рис.. 1) все вонлокна будут загружены одинаково. В первом отверстии у сечения 2 - 2 часть волокон будет перерезана, в свя зи с чем их силия будут переданы соседним волокнам, конторые окажутся нагруженными сильнее. Таким образом распределение растя гивающих напря жений в сечении 3 - 3 будет неравномерным. На расстоя нии 5 между отнверстия ми эта неравномерность будет постепенно выравнниваться . Однако если расстоя ние 5 невелико, то вырав-ниван^ия не произойдет, а так как в сечении Ч4, где находя тся два отверстия , часть волокон ими будет такнже вырезана, то соседние пока сильно нагруженные вонлокна еще получат дополнительные силия . В результанте силия в отдельных волокнах могут достичь их прендела прочности на растя жение, что приведет к разрыву волокон, передаче силий с них соседним волокнам и их последующему разрыву. Так как разрыв будет в наибонлее слабых местах волокон, то разрушение элемента пронизойдет по зигзагу, как показано па рис.. 1.

Из изложенного следует, что при определении плонщади ослабления FHT надо учитывать расстоя ния 5 межнду соседними ослабления ми. В НиП П-25-80 в свя зи с

этим станавливается , что при определении Fm все оснлабления , расположенные на частке длиной до 200 мм, следует принимать совмещенными в одном сечении. Применительно к рис.,1 по этому требованию при мм FKr = b(hЧ2d), при S<200 MM F^ = b(hЧ Ч3d).

Центральное сжатие

Пластические свойства древесины при центральном сжатии. проя вля ются значительно сильнее, чем при раснтя жении, поэтому при расчете на прочность ослабление учитывают только в рассчитываемом сечении, при раснчете на стойчивость, во-первых, особо учитывают зону работы древесины, в которой модуль пругости нельзя считать постоя нным, и, во-вторых, принимают во вниманние невозможность обеспечения при защемлении элеменнта гла поворота, равного нулю.

Расчет на прочность производя т по формуле

с - NIF нт ^ Rc. (. 2)

где Л' - действующее в элементе силие; FHT - площадь нетто в раснсчитываемом сечении.

Расчет на прочность необходим главным образом для коротких стержней, для которых условно длина 76. Более длинные элементы, не закрепленные в понперечном направлении свя зя ми, следует рассчитывать на продольный изгиб, который состоит в потере гибким центрально сжатым пря мым стержнем своей пря молиннейной формы, что называется потерей стойчивости. Потеря стойчивости сопровождается искривлением оси стержня при напря жения х, меньших предела прочности. стойчивость стержня определя ют критической нагрузнкой, теоретическое значение которой для абсолютно пругого стержня было в 1757 г. определено Эйлером формулой

где Е - модуль пругости; / - минимальный момент инерции стержння ; /о - расчетная длина стержня , завися щая от схемы опирания концов и распределения нагрузки по длине стержня , вычисля емая по формуле /о - \Lol; t - свободная длина стержня ; ц0 - коэффинциент, который принимают равным: 1) в случае загружения продольнными силами по концам стержня : при шарнирно-закрепленных коннцах, 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 распренделенной 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, соединненных между собой в месте пересечения , следует приннимать равной: при проверке стойчивости в плоскости конструкций Ч расстоя нию от центра зла до точки пенресечения элементов; при проверке устойчивости из плонскости конструкции; а) в случае пересечения двух сжантых элементов - полной длине элемента; б) в случае пересечения сжатого элемента с неработающим - значеннию /1, множенному на коэффициент (д0:

где /ь Яь FI - полная длина, гибкость и площадь поперечного сеченния 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 растя нутым равной по величине силой - наибольшей длине сжатого элемента, измеря емой от центра злов до точки пересенчения элементов.

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

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

Известно, что коэффициент продольного изгиба <р я внля ется отношением критического напря жения к пределу прочности, т. е. поправочным коэффициентом, на котонрый следует множить предел прочности, чтобы полунчить критическое напря жение

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

тогда получим

Так как для абсолютно упругого материала £ = const, предел прочности материала без чета рассея ния для данного материала также постоя нен, то можно считать, что

Окончательно будем иметь формулу для определения коэффициента продольного изгиба

Для каждого материала А имеет свое значение. В чанстности, для древесины А = 3, для фанеры А = 2500, для полиэфирного стеклопластика А=1097; для органинческого стекла А Ч580 и т. д. В свя зи с тем, что древенсина я вля ется упругопластическим материалом, ее мондуль пругости можно считать постоя нным только до предела пропорциональности. На рис..2 показана зависимость <тЧе при сжатии древесины, из которого видно, что за пределом пропорциональности модуль пнругости, характеризуемый глом наклона касательной к горизонтали, резко меня ется .

Уравнение (.8) я вля ется гиперболической кривой и называется гиперболой Эйлера. Если построить эту кривую, то будет видно (рис..3), что при малых гиб-костя х, когда критическое напря жение превышает прендел пропорциональности, коэффициент продольного изнгиба 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, в Роснсии Ф. С. Ясинский, который обращал большое внимание на я вление прондольного изгиба за пределом пругой работы и казывал на необходимость в этом случае для каждого материала находить соответствующую эксперинментальную кривую. Втакая работа для древесины была проведенна ЦНИИПС. Для кривой ЦНИИПС Д. А. Кочетковым было подобрано

Д. А. Кочетковым было подобрано

налитическое выражение, которое используется и в нанстоя щее время :

Для древесины коэффициент = ОД для фанеры - = 1. В точке ?, = 70 кривая ЦНИИПС и гипербола Эйленра имеют общую касательную. Кривую ЦНИИПС иснпользуют при гибкостя х 0 - 70, формулу Эйлера при Я>70. Формула Эйлера может быть распространена и за предел пропорциональности, если ввести в расчет приведенный модуль пругости Ек, например для пря монугольного сечения

где е Чпеременный модуль пругости, определя емый по экспери-

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

Зная , как определить коэффициент продольного изнгиба, расчет на продольный изгиб выполня ют по формуле

где fpac-c - расчетная площадь поперечного сечения элемента, котонрая принимается равной: 1) при ослабления х, не выходя щих на кромки (рис. Ш-.4,'а): а) если их площадь не превышает 25% FOP, то /Х'расч^-Рбр; б) если площадь ослаблений превышает 25 % Fep, то

при симметричных ослабления х, выходя щих на

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

12. Расчет элементов ДК на поперечный и косой изгиб

Изгибаемые элементы рассчитывают по первому и второму предельным состоя ния м, или иначе на прочность и жесткость. В расчете по первому предельному состоя ннию используют расчетную нагрузку, при определении прогиба нормативную нагрузку, т. е. -без чета коэффинциента перегрузки.

Расчет деревя нных элементов на изгиб по нормальнным напря жения м производя т приближенно. При более точном методе потребовался бы чет различных значенний модулей пругости в сжатой и растя нутой зонах (рис..5). Из этого рисунка видно, что в сжатой зоне развиваются большие пластические деформации, котонрые нарушают пря молинейность распределения нормальнных напря жений по высоте сечения . Таким образом, нормальные напря жения определя ют при двух допущениня х: во-первых, считается , что модули пругости в растя ннутой и сжатой зонах равны, т.е. £с = £р, и во-вторых, принимается пря молинейное распределение напря жений по высоте элемента, как это показано на рис..6.

Прл этих допущения х нормальные напря жения в эленментах, обеспеченных от потери стойчивости плоской формы деформирования :

При определении WHT ослабления сечений, располонженные на частке длиной 200 мм, совмещаются в одно сечение; mg - коэффициент, учитывающий размеры сенчения .

Прочность проверя ют в сечении, где действуют наинбольшие изгибные напря жения и, кроме того, в тех сеченния х, в которых имеются ослабления . При расчете бревен следует учитывать сбег бревна, который приниманют 0,8 см на 1 м длины. Следует иметь в виду, что бревнна обладают большей прочностью на изгиб, в свя зи с чем их расчетное сопротивление изгибу больше, чем у досок и брусьев. Это свя зано с тем, что в бревнах нет перерезанных волокон, которые даже при наличии консослоя имеют длину от одной опоры до другой и, кроме того, пороки имеют в бревнах меньшее влия ние.

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

В однопролетных элементах пря моугольного поперечнного сечения , загруженных равномерно распределенной нагрузкой, разрушение от касательных напря жений бундет происходить при сравнительно небольшом отношеннии длины к высоте поперечного сечения .

Такие отношения можно становить следующим обнразом: так как то будем иметь:

Приравня в (HI.13) к (.14), после сокращения понлучим

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

На прочность от касательных напря жений проверя ют по формуле

Помимо расчета на прочность изгибаемые элементы, особенно при их малой ширине, проверя ют также на снтойчивость плоской формы деформирования :

следует принимать 1.

Как казывалось ранее, изгибаемые элементы провенря ют по второму предельному состоя нию на жесткость по формуле

Для элементов из пластмасс, имеющих малый модуль пругости или для высоких деревя нных элементов, у конторых отношение пролета к высоте превышает 15, необнходимо учитывать влия ние на прогиб касательных нанпря жений. В этом случае прогиб следует находить по формуле

Прогибы элементов не должны превышать предельнных, становленных НиП для каждого вида конструкнции. Предельные прогибы конструкций, выраженные в доля х пролета, приведены в табл..8.

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

вают по направлению главных осей сечения , затем нанходя т изгибающие моменты, действующие в этих плоснкостя х.

Нормальные напря жения находя т по формуле

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

Полный прогиб равен геометрической сумме прогинбов от силий qx и qy:

Для пря моугольного сечения наименьшее значение площади поперечного сечения при косом изгибе будет при словия х расчета: прочности, если прогибу, если.

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

Происходит это по следующей причине. Напишем основную формулу для определения напря жений при изнгибе

где J - момент инерции, я вля ющийся для квадратного сечения понстоя нным для любой оси; у - расстоя ние от оси элемента до наибонлее даленной точки

Если честь, что, то, подставив эти значения в формунлу для у, и произведя несложные вычисления , получим

Подстановка значения у иза (. 26)а в формулу (. 25) даст формулу (. 24).

При косом изгибе величиваются размеры прогонов пря моугольного сечения , поэтому надо конструктивными мерами исключать работу элементов на косой изгиб. Так, например, применительно к кровельному покрытию можно исключить работу прогонов на косой изгиб, воснпринимая скатную составля ющую вспомогательными стропильными ногами, расположенными по прогонам и скрепленными с ними, 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 малоугленродистых сталей обыкновенного качества, производимых металлургиченской промышленностью по ГОСТ 38Ч71, с изм., для строительных менталлоконструкций применя ется сталь марок СтЗ и СтГпс.

Сталь марки СтЗ производится кипя щей, полуспокойной и спокойнной. Малоуглеродистые стали хорошо свариваются . В зависимости от назначения сталь поставля ется по следующим трем группам:

- по механическим свойствам;

Б - по химическому составу;

В - по механическим свойствам и химическому составу.

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

Сталь марки СтЗ содержит глерода 0,1Ч0,22 %,'марганца в кипя нщей стали - 0,Ч0,6%, в полуспокойной и спокойной Ч 0,Ч0,65%, кремния в кипя щей стали от следов - до 0,07%, в полуспокойной Ч 0,0Ч0,17 %, в спокойной Ч0,1Ч0,3 %. Сталь марки СтГпс с повышеым содержанием марганца имеет глерода 0,1Ч0,22 %, марганца 0,Ч1,1, %, кремния до 0,15 %.

В зависимости от вида конструкций и словий их эксплуатации к стали, из которой они изготавливаются , предъя вля ются те или другие требования по ГОСТ 38Ч71 (с изм.). глеродистая сталь разделена на шесть категорий. Для всех категорий стали марок СтЗ и СтГпс требуется , чтобы при поставке гарантировались химический состав, временное сопротивление, предел текучести, относительное длинение, изнгиб в холодном состоя нии. Требования ударной вя зкости для каждой категории различны {табл. 2.2).

Кипя щая сталь изготовля ется по 2-й категории - СтЗкп2, полуспонкойная Ч по 6-й категории - СтЗпсб, спокойная и* полуспокойная с понвышенным содержанием марганца - по 5-й категории - СтЗсп5 и СтГпс5.

Маркировка стали согласно ГОСТ 38Ч71 (с изм.): вначале ставитнся соответствующее буквенное обозначение группы поставки, затем марки, далее степень раскисления и в коннце категория , например обозначение СтЗпсб.

ГОСТ 2357Ч79 Прокат из стали глеродистой свариваемой для строинтельных металлических конструкций ограничивает содержание азота, мыншья ка, устанавливает более строгий контроль механических свойств.

В обозначение марки стали по ГОСТ 2357Ч79 входя т содержание гнлерода в сотых доля х процента, стенпень раскисления и при повышенном содержании марганц буква Г. Пронкат изготовля ют из сталей 18кп, 18пс, 18сп, 1Гпс и 1Гсп. По сравненнию с ГОСТ 38Ч71 (с изм.) несколько повышены прочностные харакнтеристики проката.

Значительная часть проката имеет механические свойства сгт, ов вынше становленных ГОСТ 38Ч71 (с изм.). Институтом электросварки им. Е. О. Патона в целя х экономии металла прокат из глеродистой стали марок СтЗ, СтГпс и низколегированной стали марок 0Г2 и 0ГС предложено дифференцировать по прочности на 2 группы с минимальнынми и повышенными показателя ми прочности, так, для стали СтЗ 1-й группы приня то <тт = 25Ч260 Па, для 2-й группы от = 28Ч290 Па (см. рис. 2.3), временное сопротивление отрыву ав повышено на 2Ч 30 Па. Прокат из такой стали поставля ется по ТУ 14-1-3023-80 Пронкат листовой, широкополосный ниверсальный и фасонный из глеродинстой и низколегированной стали с гарантированным ровнем механиченских 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 понставля ется по ГОСТ 1463Ч79. Эта сталь получается термической обранботкой стали СтЗ кипя щих, полуспокойных и спокойных плавок. Для менталлических конструкций рекомендуются стали полуспокойной и спокойной плавок; стали кипя щие как весьма неоднородные не рекоменндуются .

Сталь марки СтТпс имеет предел текучести 295 Па, временное сопротивление 430 Па. Показатели дарной вя зкости этой стали вынше, чем показатели.стали СтЗ (0,35 Дж/м2 при температуре Ч40

Повышенная прочность низколегированных сталей получается введеннием марганца, кремния , хрома, никеля , меди, ванадия . При этом неконторые марки стали подвергаются термическому прочнению. Подбор ленгирующих элементов обеспечивает хорошую свариваемость. Прокат из этих сталей поставля ется по ГОСТ 1928Ч73 Сталь низколегированная сортовая и фасонная , по ГОСТ 1928Ч73 Сталь низколегированная толстолистовая и широкополосная ниверсальная и различным технинческим словия м.

В зависимости от нормируемых свойств (химического состава, вренменного сопротивления , предела текучести, ударной вя зкости при разных температурах и после механического старения )" согласно ГОТу эти стали подразделя ются на 15 категорий.

Основные марки сталей повышенной прочности приведены в табл. 2.1.

За счет более высоких прочностных характеристик применение станлей повышенной прочности приводит к экономии металла до 2Ч25 %.

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

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

Разупрочнение стали'в околошовной зоне может достигать Ч30%, 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 металнла на 2Ч30 % по сравнению с конструкция ми из малоуглеродистых станлей и особенно целесообразно в большепролетных и тя жело нагружеых конструкция х.

тмосферостойкие стали. Для повышения коррозионной стойкости металлических конструкций применя ют низколегированные стали, содернжащие в небольшом количестве (доли процента) такие элементы, как хром, никель и медь.

В конструкция х, подвергающихся атмосферным воздействия м, весьнма эффективны стали с добавкой фосфора (например, стали ЮХНПи 1ХДП). На поверхности таких сталей образуется тонкая окисная пленнка, обладающая достаточной прочностью и защищающая металл от разнвития коррозии. Однако свариваемость стали при наличии фосфора худшается . Кроме того, в прокате больших толщин металл обладает пониженной хладостойкостью, поэтому применение сталей 1ХНДП и 1ХДП рекомендуется при толщинах не более 16 мм. В больших (1Ч 50 мм) толщинах следует применя ть сталь 1ХГДАФ.

В конструкция х, совмещающих несущие и ограждающие функции (например, мембранные покрытия ), широко применя ется тонколистовой прокат. Для повышения долговечности таких конструкций целесообразнно применение нержавеющей хромистой стали марки ОХ1ТФ2, не сондержащей никеля . Механические свойства стали ОХ1ТФ2: ВЩ = 500 Па, ат = 360 Па, 65^33 %. В больших толщинах прокат из хромистых сталей обладает повышенной хрупкостью, однако свойства тонколистового проката (особенно толщиной до 2 мм) позволя ют принменя ть его в конструкции при расчетных температурах до Ч40

Выбор марок сталей для строительных металлических конструкций. Марку стали выбирают на основе вариантного проектирования и технинко-экономического анализа с четом НиП П-23-81. В целя х упрощения заказа металла при выборе марки стали следует стремиться к большей нификации конструкций, сокращению количества марок и профилей. Выбор марки стали для строительных конструкций зависит от следуюнщих параметров, влия ющих на работу материала:

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

характера нагружения , определя ющего особенность работы материнала и конструкций при динамической, вибрационной и переменной нангрузках;

вида напря женного состоя ния (одноосное сжатие или растя жение плоское или объемное напря женное состоя ние)' и ровня возникающих напря жений (сильно или слабо нагруженные элементы);

способа соединения элементов, определя ющего ровень собственных напря жений, степень концентрации напря жений и свойства материала в зоне соединения ;

толщины проката, применя емого в элементах. Этот фактор учитыванет изменение свойств стали с величением толщины.

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

К первой группе отнесены сварные конструкции, работающие в особо тя желых словия х или подвергающиеся непосредственному воздействию динамических, вибрационных или подвижных нагрузок (например, поднкрановые балки, балки рабочих площадок или элементы эстакад, непонсредственно воспринимающих нагрузку от подвижных составов, фасон-ки ферм и т.д.). Напря женное состоя ние таких конструкций характеринзуется высоким ровнем и большой частотой загружения .

Конструкции первой группы работают в наиболее сложных словиня х, способствующих возможности их хрупкого или усталостного разруншения , поэтому к свойствам сталей для этих конструкций предъя вля ютнся наиболее высокие требования .

Ко второй группе относя тся сварные конструкции, работающие на статическую нагрузку при воздействии одноосного и однозначного двухносного поля растя гивающих напря жений (например, фермы, ригели рам, балки перекрытий н покрытий и другие растя нутые, растя нуто-изнгибаемые и изгибаемые элементы), также конструкции первой групнпы при отсутствии сварных соединений.

Общим для конструкций этой группы я вля ется повышенная опаснность хрупкого разрушения , свя занная .с наличием поля растя гивающих напря жений. Вероя тность сталостного разрушения здесь меньше, чем для конструкций первой группы.

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

В четвертую группу включены вспомогательные конструкции и эленменты (свя зи, элементы фахверка, лестницы, ограждения и т.п.), такнже конструкции третьей группы при отсутствии сварных соединений.

Если для конструкций третьей и четвертой групп достаточно огранничиться требования ми к прочности при статических нагрузках, то для конструкций первой и второй групп важным я вля ется оценка сопротивнления стали динамическим воздействия м и хрупкому разрушению.

В материалах для сварных конструкций обя зательно следует оценинвать свариваемость. Требования к элементам конструкций, не имеющих сварных соединений, могут быть снижены, так как отсутствие полей сванрочных напря жений, более низкая концентрация напря жений и другие факторы лучшают их работу.

В пределах каждой группы конструкций в зависимости от темперантуры эксплуатации к сталя м предъя вля ются требования по дарной-вя знкости при различных температурах.

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

Окончательный выбор марки стали в пределах каждой группы долнжен выполня ться на основании сравнения технико-экономических поканзателей (расхода стали и стоимости конструкций), а также с четом занказа металла и технологических возможностей завода-изготовителя . В составных конструкция х (например, составных балках, фермах и т. п.) экономически целесообразно применение двух марок стали Ч более вынсокой прочности для сильно нагруженных элементов (поя са ферм, банлок) и меньшей прочности для слабо нагруженных элементов (решетнка ферм, стенки балок).

люминиевые сплавы

люминий по своим свойствам существенно отличается от стали. Плотность его р = 2,7 т/м3, т. е. почти в три раза меньше плотности станли. Модуль продольной пругости алюминия £ = 71 Па, модуль сдвига (7 = 27 Па, что примерно в три раза меньше, чем модуль продольной пругости и модуль сдвига стали. Алюминий не имеет плонщадки текучести; пря мая пругих деформаций непосредственно перехондит в кривую пругопластических деформаций (рис. 2.4). Алюминий очень пластичен; удлинение при разрыве достигает 40...50 %, но прочнность его весьма низка ов Ч60...70 Па, словный предел текучести OQ,2 = 20...30 Па. Чистый алюминий быстро покрывается очень прочной окисной пленкой, препя тствующей дальнейшему развитию коррозии.

Вследствие весьма низкой прочности технически чистый алюминий в строительных конструкция х применя ется весьма редко. Значительное величение 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 Ч5 раз вынше, чем технически чистого; однако относительное длинение при этом соответственно в Ч3 раза ниже. С повышением температуры прочность алюминия снижается и при температуре свыше 300

Особенностью ря да многокомпонентных сплавов АЧMgЧSi; Al - СиЧMg; A)ЧMgЧZn) я вля ется их способность к дальнейшему венличению прочности в процессе старения после термической обработки; такие сплавы называются термически прочня емыми.

Временное сопротивление некоторых высокопрочных сплавов (систенмы AlЧMgЧZn) после термической обработки и искусственного старенния превышает 400 Па; относительное длинение при этом составля ет всего Ч10 %. Термическая обработка сплавов двойной композиции (А!ЧMg, AlЧMn) к прочнению не приводит; такие сплавы получили название термически неупрочня емые.

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

Коррозионная стойкость сплавов зависит от состава легирующих донбавок, состоя ния поставки и степени агрессивности внешней среды.

Полуфабрикаты из алюминиевых сплавов (листы, профили, трубы и т. п.) поставля ются с заводов в соответствии с становленными станндартами. Состоя ние поставки казывается в обозначении после марки сплава: ГП - горя чекатаное; М - мя гкое (отожженное); Н - нагартонванное; I/2H Ч полунагартованное для листов или П Ч то же, для пронфилей и труб; Т Ч закаленное и естественно состаренное в течение Ч 6 сут при комнатной температуре; Чзакаленное и искусственно сонстаренное в'течение нескольких часов при повышенной температуре; ТЧ не полностью закаленное и искусственно состаренное.

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

термически неупрочня емые сплавы: АДМ и МцМ (листы); МгМ и Мг21/Н (листы); МгМ (трубы);

термически прочня емые сплавы: АД3Т (профили и трубы); АД3Т1 и АДЗГГ5 (профили); 191ГП и 191Т (профили и трубы); 192ГП и 192Т (профили и трубы).

Все казанные выше сплавы, за исключением сплава 192Т, который используется только для клепаных конструкций, хорошо свариваются .

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

3. Подбор сечения прокатных балок

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

Поэтому требуемый момент сопротивления балки нетто можно опренделить по формуле

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

Выбрав тип профиля балки по требуемому моменту сопротивления , по сортаменту подбирают ближайший больший номер балки. Для разнрезных балок сплошного сечения из'стали с пределом текучести до 580 Па, находя щихся под воздействием статической нагрузки, обеспечеых от потери общей стойчивости и ограниченной величине касательнных напря жений в одном сечении с наиболее неблагоприя тным сочетаннием М и Q, следует использовать пругопластическую работу материанла и проверя ть их прочность по формулам:

при изгибе в одной из главных плоскостей и

при изгибе в двух главных плоскостя х и

где Мтлх,Мх,Му - значения изгибающих моментов; при т<0,5/?Ср с\ = с; при 0,5/?ср<: <Ст<:0,Яср Ci=l,05pc; c,cx,cy принимаются по прил. 5; перерасчетное сопротивление срезу (сдвигу); Й/Нт, ^Увт, W^-нт - моменты сопротивления сечения нетто относительнно главных осей; р= V [1 - (т/#ср)г]/[Ч а(т//?ср)г1 н T==Q/t/i; л = 0,7 для двутавронвого 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 чета пругопластической работы при изгибе балки в одной из главных плоскостей подбор сечений можно производить по требуемому моменту сопротивления нетто по формуле

Подобранное сечение проверя ют на прочность от действия касательнных напря жений по формуле

где Qma* - наибольшая а поперечная а сил н опоре; S и / - статическийа момент и момент инерции сечения ; /ст - толщина стенки балки.

Помимо проверок прочности балки необходимо в местах с большинми нормальными напря жения ми проверя ть их общую стойчивость (см. гл. 3).

Устойчивость балок можно не проверя ть при передаче нагрузки ченрез сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый поя с балки и надежно с ним свя занный, а также при отношении раснчетной длины частка балки между свя зя ми, препя тствующими попенречным смещения м сжатого поя са балки /о к его ширине Ь, не превы-шающем:

При недостаточном закреплении сжатого поя са балки ее общую снтойчивость проверя ют по формуле

где Wc - момент сопротивления для сжатого поя са; YЧ 0,95 - коэффициент словий работы при проверке общей устойчивости балок.

Для балок двутаврового сечения с двумя ося ми симметрии <рб = ф1 при $i<0,85 и фб - 0,68+0,21 ф, при ф!>0,85. В этом случае критичеснкие напря жения потери стойчивости находя тся в зоне пругопластиченской работы материала и определя ются по формуле

где коэффициент ф принимают по прил, 6 в зависимости от закрепленния балки, вида и места приложения нагрузки и параметра а, характенризующего сечение. Для двутавровых балок с двумя ося ми симметрии при двух и более закрепления х сжатого поя са в пролете, деля щих пронлет на равные части, при любом виде нагрузки, приложенной к любому из поя сов, коэффициент 4> = 2, 25 + 0,07 при 0 Для прокатных двутавров

Ч момент инерции сечения при кручении.

Проверка стойчивости балок швеллерного и других типов сечений имеет свои особенности и должна проводиться в соответствии с казанния ми НиП.

Если при проверке выя сня ется , что общая стойчивость балки не обеспечена, то следует меньшить расчетную длину сжатого поя са,

Проверка местной стойчивости поя сов и стенки прокатных балок не требуется , так как она обеспечивается их толщинами, приня тыми из словий проката.

4. КОМПОНОВКА И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СОСТАВНЫХ БАЛОК

Балки составного сечения применя ют в случая х, когда прокатные балки не довлетворя ют словия м прочности, жесткости, общей стой-чивости, т. е. при больших пролетах и больших изгибающих моментах, также если они экономичнее. Основные типы сечений составных ба-лок показаны на рис. 7.2, в, г.

Составные балки применя ют, как правило, сварными. Сварные балнки экономичнее клепаных. Их сечение обычно состоит из трех листов: вертикального - стенки и двух горизонтальных - полок, которые сванривают на заводе автоматической сваркой. Для балок под тя желую подвижную нагрузку (большие подкрановые балки) иногда применя ют клепаные балки, состоя щие из вертикальной стенки, поя сных голков и одного - трех горизонтальных листов. Клепаные балки тя желее свар-ных и более трудоемки в изготовлении, но их применение оправдывают благоприя тная работа под большими динамическими и вибрационными нагрузками, также относительная легкость образования мощных поня сов.

Для экономии материала в составных балках изменя ют сечения по Длине в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. пругопластическая работа материала в таких балках (см. гл. 3) допускается с теми же ограничения ми, что и для прокатных балок.

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

Высота балок

Высота балки определя ется экономическими соображения ми, макнсимально допустимым прогибом балки и в ря де случаев строительной высотой конструкции перекрытия , т. е. разностью отметок верха нанстила и верха помещения под перекрытием. Обычно строительная вы-сота задается технологами или архитекторами.

Наибольшая высота Лопт в большинстве случаев диктуется экономинческими соображения ми.

Масса балки состоит из массы ее поя сов, стенки и некоторых констнруктивных элементов, учитываемых конструктивным коэффициентом, причем с величением высоты балки масса поя сов уменьшается , маснса стенки увеличивается (рис. 7.10).

Так как функции массы поя сов и стенки с изменением высоты балки изменя ются неодинаково - одна бывает, другая возрастает (как это

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

Полная масса 1а м длины балки равнна массе поя сов и стенки где сЧдоля момента, воспринимаемого поя сами балки; М - расчетный момент, дейнствующий на балку; R - расчетное сопротивление материала балки; Л - высота балнки; /от - толщина стенки балки; фс Ч'Х конструктивный коэффициент поя сов (коэффинциент перехода от теоретической площади поя са к действительной); фст Ч конструкнтивный коэффициент стенки; р - плотность металла.

Определя я минимум массы балки, берем производную от выраженния массы балки по ее высоте и приравниваем ее нулю:

отсюда, заменя я М/К= W, получим

'Коэффициент k зависит от конструктивного оформления балки - конструктивных коэффициентов поя сов и стенки. Из-за ослабления сенчения заклепочными отверстия ми эти коэффициенты для клепаных банлок больше, для сварных Ч меньше. Этот коэффициент в балках перенменного по длине сечения меньше, чем в балках постоя нного сечения , так как он я вля ется средним коэффициентом, отнесенным к наиболее напря женному сечению балки. Величину коэффициента рекомендуется принимать для сварных балок равной 1,2...1,15, для клепаных Ч

Приведенный вывод не я вля ется строгим, так как он не учитывает изменения соотношений между высотой и толщиной стенки в балках различной высоты, а следовательно, и изменения коэффициента с раснпределения момента между стенкой и поя сами балки.

Между тем из формулы (7.20) я сно, что соотношение между высонтой балки и толщиной стенки оказывает большое влия ние на экономичнность 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 ненобходимостью обеспечить ее стойчивость и ее прочность на действие касательных напря жений.

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

нопролетных балок пролетом 12 - 16 м часто принимают £Ст=1Ч 12 мм.

Полученная оптимальная высота балки я вля ется наиболее рационнальной, так как отступление высоты от Нопт вызовет величение расхонда материала на балку.

Можно отметить, что в балке оптимальной высоты масса стенки равнна массе поя сов балки. При выборе высоты балки следует помнить, что функция массы балки в области своего минимума, определя ющего Лопт, меня ется мало, потому отступления от /гопт возможны. Так, отнступление действительной высоты от оптимальной на 20 % приводит к изменению массы балки примерно на 4 % (рис. 7.10).

Наименьшая рекомендуемая высота балки hmin определя ется жестнкостью балки - ее предельным прогибрм (второе предельное состоя нние).

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

где рп и gB - временная (с четом в необходимых случая х динамического коэффинциента) и постоя нная нормативные нагрузки на единицу длины балки (без коэффинциента перегрузки); / - пролет балки; El - жесткость балки на изгиб.

Подставля я в формулу прогиб получим / Ч

С другой стороны известно, что M = WG(P+g) и IЧW(h/2), где - напря жения в балке от нагрузок £H-fgH. Поэтому после поднстановки этих выражений в формулу прогиба получим

Пользуя сь законом независимости действия сил, получаем напря нжение от действия нормативных нагрузок

где Я Чрасчетное сопротивление материала балки; пра и пе - соответствующие коэфнфициенты перегрузок.

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

Для балок, использующих упругопластическую работу материала, миннимальная высота будет

Использование формулы прогиба, выведенной для упругой работы мантериала, в данном случае возможно, так как прогиб определя ется от действия нормативной нагрузки, а сечение балки подбирается от действия расчетной нагрузки, причем коэффициент перегрузки п всегда больше коэффициента чета пругопластической работы материала (с\] и, слендовательно, материал балки при нормальной эксплуатации всегда ранботает 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 определя ть по формуле, (7. 21).

Из формулы (7.21) видно, что необходимая высота балки величинвается с ростом прочности материала и меньшением допустимого пронгиба.

Если полученную по формуле (7.21) высоту балки по каким-либо соображения м нельзя приня ть, то требуемую норму прогиба можно довлетворить, лишь снижая расчетное сопротивление материала, приннимая менее прочный материал или неполностью используя его несунщую способность.

Выбор высоты балки. Закономерности изменения высоты балки понказывают, что наиболее целесообразно принимать высоту балки близнкой к /гопт, определенной из экономических соображений, и не меньшей ftmi,, становленной из словия допустимого прогиба балки. Естествео, что во всех случая х приня тая высота балки в сумме с толщиной нанстила не должна превышать заданную строительную высоту перекрытия .

Высоту балки также следует согласовывать с размерами ширины листов по сортаменту. Желательно, чтобы стенка по высоте выполня нлась из одного листа шириной не более Ч2200 мм. Если необходинма стенка большей высоты, приходится сложня ть конструкцию балки стройством продольного стыка стенки.

Во всех случая х высоту составной балки в целя х нификации коннструкций рационально принимать в круглых числах, кратных 100 мм.

Толщина стенки

После высоты балки толщина стенки я вля ется вторым основным панраметром сечения , так как она сильно влия ет на экономичность сечения составной балки.

Для определения наименьшей толщины стенки из словия ее ранботы на касательные напря жения можно воспользоваться формулой Н. Г. Журавского

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

Подставля я это соотношение //5 в формулу Н. Г. Журавского и денлая 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 напря жения работает только стенка, поя са еще не включались в работу сечения балки. Тогда пленчо внутренней пары

Для этого случая толщина стенки

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

где среднее касательное нанпря жение в стенке в месте проверки балки; у Ч коэффициент словий работы коннструкции.

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

В балках высотой более 2 м это прощение конструктивной формы экономически не оправдано, так как стенки получаются чрезмерно толнстыми. В высоких балках толщина стенки берется меньшей и достигает 1/200 - 1/250 высоты, что требует крепления стенки, способного обеснпечить ее стойчивость.

Таким образом, задача определения толщины стенки оказывается вариантной, влия ющей 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 толщинанми проката листовой стали. Обычно минимальную толщину стенки приннимают 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 приня тая по форнмуле (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 словия скалывания толщину стенки и вновь вычислить

Поя сные уголки балок с поя сными соединения ми на заклепках и высокопрочных болтах

Б состав поя са таких балок входя т поя сные уголки, которые обычно принимают равнополочными (см. рис. 7.2, г). Калибр уголков (ширина их полок йуг) станавлинвают в зависимости от мощности балки ы способа передачи нагрузки на нее.

Для балок средней высоты 1 Ч 2 м.

Толщину поя сных голков удобно принимать равной толщине стенки tyt = tc-r, так как это облегчает стройство монтажных стыков.

При наличии в составе сечения балки горизонтальных листов необходимо, чтобы поя сные уголки обеспечивали надежную передачу силий поя са на стенку. Для этого площадь сечения двух голков поя са рекомендуется принимать не менее 30 % всей площади сечения поя са.

Горизонтальные листы поя сов

В сварных балках поя са обычно принимают из одиночных листов ниверсальной стали. Изготовля ть поя са из двух и более листов в сварнных балках нерационально, так как, скрепля я между собой листы по края м фланговыми швами, мы величиваем неравномерность работы листов из-за роста длины передачи усилий от стенки к наружным лиснтам. Резко величивается при этом и число сварных швов. Кроме того, неизбежно образование щелей между свариваемыми тольнко по края м листами.

Толщину горизонтального поя сного ли-ста сварной балки обычно принимают не более 2 - 3 толщин стенки, так как в поя с-ных швах при приваривании толстых поя снных листов к стенке развиваются значительнные садочные растя гивающие напря женния . Применение поя сных листов толщиной более 30 мм нерационально еще и потому, что толстые листы имеют пониженные знанчения предела текучести и, следовательно, пониженные расчетные сопротивления (см. гл. 2).

В клепаных балках и в балках на высокопрочнных болтах в отличие от сварных часто применя нют пакеты из двух-трех горизонтальных листов, так как в многолистовом пакете, стя нутом по всей ширине заклепками или болтами, листы работают

достаточно слитно. Толщину отдельных горизонтальных листов из словия добства конструирования монтажного стыка обычно принимают равной толщине поя сных уголков.

Ширину горизонтальных листов обычно принимают равной Vs - Vs высоты балки из словия обеспечения ее общей стойчивости.

По конструктивным соображения м ширину поя са не следует прининмать меньше 180 мм или"*А/10.

Для клепаных балок и балок на болтах желательно также, чтобы горизонтальные листы несколько выступали за наружные грани поя сных голков.

Наибольшую ширину горизонтальных листов определя ют их местной стойчивостью и равномерностью работы по ширине.

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

в сечения х, работающих упругости

в сечения х, работающих с учетом развития пластических деформации.

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

Для растя нутых поя сов балок не рекомендуется принимать ширину поя сов более 30 толщин поя са из словия равномерного распределения напря жений по ширине полки.

Подбор сечения балок

Подбор сечения состоит в определении размеров поя сов и стенки балки, исходя из заданных технологическим заданием словий, экононмичности, прочности, стойчивости и технологичности изготовления .

Изменение сечения балки по длине

Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибаюнщему моменту, можно меньшить в местах снижения моментов (в разнрезных балках - у опор). Однако каждое изменение сечения , дающее экономию материала, несколько величивает трудоемкость изготовле-

ния балки, и потому оно экономически целесообразно только для балок пролетом 1Ч12 м и более.

Изменить сечение балки можно, меньшив ее высоту или сечение поя сов (рис. 7.13), Изменение сечения меньшением высоты стенки балки (см. рис. 7.13, а) более сложно, может потребовать величения толщины -стенки для восприя тия касательных напря жений, потому применя ется редко.

Сечение балки можно изменить меньшением ширины или толщины поя са. В сварных балках распространено изменение ширины поя са (см. рис. 7.13, б), высота балки при этом сохраня ется постоя нной (верхний поя с гладкий и возможны как поэтажное опирание балок, поддерживанющих настил, так и кладка рельса подкрановой балки); менее добно изменя ть толщину поя са, так как балка оказывается неодинаковой вынсоты (см. рис. 7.13, и), при этом сложня ется и заказ стали.

В клепаных балках и балках с поя сными соединения ми на высоконпрочных болтах сечения изменя ют меньшением или величением числа горизонтальных листов (см. рис. 7.13, г).

В разрезных сварных балках пролетом до 30 м принимается одно изменение сечения поя са (по одну сторону от оси симметрии балки по длине). Введение второго изменения сечения поя сов экономически ненцелесообразно, так как дает дополнительную экономию материала лишь на Ч4 %. Более значительной экономии стали можно достигнуть путем непрерывного изменения ширины поя сов (см. рис. 7.13, д), полунчаемого диагональным раскроем широкополосной стали кислородной резкой. Однако оно свя зано с величением трудоемкости изготовления балки и применя ется редко.

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место изменения сечения поя сов однопролетной сварной балки находится на расстоя нии 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 неблагоприя тным сочетанием М и Q, в остальных сечения х развитие пластических дефорнмаций не допускается .

По моменту MI (x) определя ют необходимый момент сопротивления сечения балки исходя из пругой работы материала и подбирают новое

сечение поя сов. Ширина поя сов при этом должна отвечать следующим словия м:

Возможен и другой подход. Задают ширину поя сного листа меньшеого сечения и определя ют изгибающий момент, который может воснприня ть сечение:

при M(xf=Mi находя т расстоя ние х от опоры, где изменя ется сечение поя са.

Стык различных сечений поя са может быть пря мым или косым. Пря мой шов добнее, но он будет равнопрочен основному металлу в растя нутом поя се только при обя зательном выводе концов шва на поднкладки и автоматической сварке или при ручной сварке с применением физических методов контроля . Иногда, желая простить стык растя нунтого поя са балки, делают его пря мым с ручной или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов контроля шва. В этом случае меньшенное сечение поя са балки принимают из словия прочности стыкового шва на растя жение.

В балках с поя сными соединения ми на заклепках или болтах сеченния изменя ют количеством поя сных листов.

5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИИ СОСТАВНЫХ БАЛОК

Соединение поя сов балки со стенкой

Соединение поя сов составной балки со стенкой осуществля ют в сварных балках поя сными швами, в клепаных и болтовых - поя сными заклепками или болтами (рис. 7.23).

При изгибе балки это соединение предотвращает сдвиг поя сов осно-сительно стенки балки (рис. 7.23, а), который был бы при раздельной самостоя тельной работе элементов балки на изгиб. Такое соединение поя сов со стенкой превращает все сечение в монолитно работающее. В сварных балках, работающих без чета пластических деформаций, при хорошей обеспеченности местной стойчивости стенки, когда значенния левой части формул {7.46), (7.47), (7.50), (7.54) не превышают 0,9у, возможно применение односторонних поя сных швов. В балках, ранботающих с четом пластических деформаций, применение одностороих поя сных швов не допускается .

2. Стыки балок

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

Заводские стыки представля ют собой соединения отдельных частей какого-либо элемента балки (стенки, поя са), выполня емые из-за недонстаточной длины имеющегося проката. Их расположение обусловлено длиной проката или конструктивными соображения ми (стык стенки не должен совпадать с местом примыкания вспомогательных балок, с ребнрами 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 выполня ются при монтаже, они необходимы тогнда, когда масса или размеры балки не позволя ют перевезти и смонтинровать ее целиком. Расположение их должно предусматривать членение балки.на отдельные отправочные элементы, по возможности одинаковые (в разрезной балке стык располагают в середине пролета или симметнрично относительно середины балки), довлетворя ющие требования м транспортирования и монтажа наиболее распространенными средстнвами,

В монтажных стыках добно все элементы балки соединя ть в одном сечении. Такой стык называется ниверсальным.

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

Наиболее просто и добно непосредственное соединение балок встык '(рис. 7.24, а). Чтобы меньшить садочные сварочные напря жения , ненобходимо варить стык быстрее; чтобы охлаждение шло более равномернно, следует начинать варить с менее жесткого элемента Ч стенки. Однанко при ручной сварке такого стыка с применением обычных способов контроля сварки растя нутый поя с балки в стыке будет иметь меньшую прочность, чем вне стыка, так как расчетное сопротивление сварного шва встык на растя жение меньше расчетного сопротивления основного металла

При необходимости стройства стыка в сечении, где действует больнший изгибающий момент, делают пря мое соединение балок встык, полки силивают накладками (рис. 7.24,6). Изгибающий момент в та-

Угловые швы, прикрепля ющие накладку к балке, должны быть раснсчитаны на силие в накладке. Чтобы меньшить сварочные напря женния , эти швы не доводя т 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 концентранции напря жений в таком стыке применя ть его можно в конструкция х, работающих только на статическую нагрузку и при положительных температурах.

Почти весь изгибающий момент в этом стыке передается через поня сные накладки, поперечная сила - через парные накладки на стеннке. Накладки на стенку конструктивно принимают шириной 10Ч150 мм, толщиной, приблизительно равной толщине стенки, и высотой, равной высоте пря молинейного частка стенки (до закруглений около полок).

Угловые швы, прикрепля ющие накладки к стенке, следует проверя ть на действие поперечной силы

Стыки составных сварных балок. Заводские стыки поя сов и стенки составных сварных балок осуществля ют соединением листов до сборки их в балку (рис. 7.25, а). Основным типом сварных соединений листов я вля ется соединение встык. Стык растя нутого поя са, если он располонжен в зоне балки, где напря жения в поя се превышают расчетное сопронтивление сварного шва на растя жение, устраивают косым или свариванют автоматической сваркой, выводя начало и конец шва на технологинческие планки. Такое сложнение производства часто делает более целесообразным перенос пря мого заводского стыкового шва в то место балки, где напря жения в поя се не превышают расчетного сопротивления сварного шва на растя жение. Заводские стыки сжатого поя са и стенки балки всегда делают пря мыми.

На монтаже сжатый поя с и стенку всегда соединя ют пря мым швом встык, растя нутый поя с Ч косым швом под глом 60

Чтобы меньшить сварочные напря жения , сначала сваривают попенречные стыковые швы стенки 7 (см. рис. 7.25,6) и поя сов 2, имеющие наибольшую поперечную садку. Оставленные не заваренными на завонде участки поя сных швов длиной около 500 мм дают возможность поя снным листам несколько вытя нуться при садке швов 2. Последним заванривают гловые швы 3, имеющие небольшую продольную садку.

Стыки составных балок на высокопрочных болтах. В последнее вренмя монтажные стыки сварных балок, чтобы избежать сварки при моннтаже, иногда выполня ют на высокопрочных болтах (рис. 7.26). В таких стыках каждый поя с балки желательно перекрывать тремя накладками с двух сторон, стенку^ двумя вертикальными накладками, площадь сечения которых должна быть не меньше площади сечения перекрываенмого ими элемента. Ослабление сечения поя сов балки учитывается при статических нагрузках, если площадь сечения нетто составля ет меньше 85 % площади брутто Лит^О,8А; тогда принимается условная площадь сечения Лусл = 1,1ЛнТ; при динамических нагрузках Лнт принимается независимо от величины ослабления .

Болты в стыке ставя т на минимальных расстоя ния х друг от друга: (2,Ч3)rf болта (при rf=24 мм удобно иметь шаг 80 мм), чтобы меньншить размеры и массу стыковых накладок.

Расчет каждого элемента балки ведут раздельно, изгибающий монмент распределя ют между поя сами и стенкой пропорционально их жестнкости.

Опирания и сопря жения балок

Сопря жение балок со стальными колоннами осуществля ется путем их опирания сверху или примыканием сбоку к колонне. Такое соединенние 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 шинроко применя ется 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 опонру крепля ют опорными ребрами, считая при этом, что вся опорная реакция передается с балки на опору через эти ребра жесткости. Ребра Хжесткости для передачи опорной реакции надежно прикрепля ют к стеннке сварными швами, торец ребер жесткости либо плотно пригоня ют к нижнему поя су балки (рис. 7.28, а), либо строгают для непосредствеой 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 совменщать с осью полки колонны.

Размер опорных ребер жесткости определя ют обычно из расчета на смя тие торца ребра

Ширина выступающей части ребра из словий его местной стойчивости 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 смя тие торца опорного ребра производится также проверка опорного частка балки на стойчивость из плоскости балки как условного опорного стержня , включающего в площадь раснчетного 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 долнжно быть рассчитано на полную опорную реакцию балки с четом макнсимальной 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 принменя ют специальные стальные опорные части, которые служат для равнномерного 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 температурнных и силовых деформаций, в противном случае в опоре возникнут ненжелательные дополнительные напря жения . В соответствии с этими тренбования ми применя ют неподвижные и подвижные опорные части следунющих 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 определя ют размеры плиты

Толщину плиты определя ют из условия ее прочности на изгиб.

Радиус поверхности тангенциальной опорной плиты определя ют из

условия местного смя тия при свободном касании плоскости и цилиндри кой поверхности по словной формуле лдиаметрального сжатия полученной путем преобразования формулы Герца,

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

Верхнюю плиту, я вля ющуюся прокладкой между балкой и катком, обычно назначают толщиной около 30 мм. Нижня я плита работает пондобно плите тангенциальной опоры, и ее размеры определя ют по форнмулам (7.69) и (7.70).

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

где / - пролет балки.

Затем проверя ют на местное смя тие

Для обеспечения правильного расположения катка в опорной части к нему с боков прикрепля ют противоугонные планки, в середине денлают реборду, не дающую катку сдвинуться поперек.

Сопря жения балок. Сопря жения главных и второстепенных балок между собой бывают: этажные, в одном ровне верхних, поя сов и с понниженным расположением верхних поя сов второстепенных балок (рис, 7.30).

Этажное сопря жение,(рис. 7.30, о) я вля ется простейшим, но оно (из-за возможного отгиба поя са главной балки может передавать лишь ненбольшие опорные реакции. Это сопря жение можно силить, поставив под вспомогательной балкой ребро жесткости и пригнав его верхний торец к верхнему поя су главной балки для предотвращения отгиба. '

Сопря жения в одном ровне и пониженное сопря жение способны пенредавать большие опорные реакции. Неудобство сопря жения в одном ровне (рис. 7.30,6)Чнеобходимость выреза верхней полки и части стенки вспомогательной балки. Этот вырез ослабля ет ее сечение и венличивает трудоемкость сопря жения ; кроме того, число болтов, которые можно разместить на стенке балки, ограничено. Избежать этих ненудобств можно, приварив на заводе к торцу вспомогательной балки конротыш из голка, и же его сопря гать на монтаже болтами или сваркой с ребром жесткости главной балки (рис. 7.30, в).

В этих сопря жения х опорная реакция со стенки примыкающей вспонмогательной балки передается через болты или монтажную сварку на специальное ребро, крепля ющее стенку главной балки. В качестве ранботающих применя ют болты нормальной точности, при больших опорных реакция х вспомогательных балок - высокопрочные болты.

Расчет сопря жения балок заключается в определении размеров сварных швов или числа болтов, работающих на срез и прикрепля юнщих балки друг к другу. Расчетной силой я вля ется опорная реакция вспомогательной балки, величенная на 20 % вследствие внецентренно-сти передачи силия на стенку главной балки.

Все рассмотренные сопря жения балок работают как шарнирные. При необходимости жесткого сопря жения балок (рис. 7.31) вводя т лрыбки (при одинаковой высоте балок) или лрыбку и столик (при различной высоте балок). В таком сопря жении возникает не только поперечная сила, передающая ся на болты, прикрепля ющие стенку вспомогательной балки к ребру главной балки или непосредственно на столик, но и опорный момент, передающийся через специальные накладнки-рыбки или через лрыбку и столик.

18. Стальные колонны

В каркасах одноэтажных производственных зданий применя ются стальные колонны трех типов: постоя нного по высоте сечения , перемеого по высоте сечения - ступенчатые и в виде двух стоек, нежестко свя занных между собой, - раздельные.

В колоннах постоя нного 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 постоня нного сечения (особенно сплошных) - их конструктивная простота, обеспечивающая небольшую трудоемкость изготовления . Эти колонны применя ют при сравнительно небольшой грузоподъемности кранов (Q до 1Ч20 т) и незначительной высоте цеха (Н до Ч10 м).

При кранах большой грузоподъемности выгоднее переходить на стунпенчатые колонны (рис. 14.1, б, в, г), которые для одноэтажных произнводственных зданий я вля ются основным типом колонн. Подкрановая балка в этом случае опирается на уступ нижнего частка колонны и располагается по оси подкрановой ветви.

В здания х с кранами, расположенными в два я руса, колонны могут иметь три частка с разными сечения ми 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 страивают проход между краном и внутренней гранью верхней части колонны (рис. 14.1, в).

Генеральные размеры колонн станавливаются при компоновке понперечной рамы.

В раздельных колоннах (рис. 14.2) подкрановая стойка и шатровая ветвь свя заны гибкими в вертикальной плоскости горизонтальными планками. Благодаря этому подкрановая стойка воспринимает только вертикальное силие от кранов, шатровая работает в системе поперечнной рамы и воспринимает все прочие нагрузки, в том числе горизоннтальную поперечную силу от кранов.

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

РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕРЖНЯ КОЛОННЫ

Колонны производственных зданий работают на внецентренное сжантие. Значения расчетных силий: продольной силы JV, изгибающего монмента в плоскости рамы Мх (в некоторых случая х изгибающего моменнта, действующего в другой плоскости, - Му) и поперечной силы Qx определя ют по результатам статического расчета рамы (см. гл. 12). При расчете колонны необходимо проверить ее прочность, общую и менстную стойчивость элементов.

Для обеспечения нормальных словий эксплуатации колонны должнны обладать также необходимой жесткостью.

Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого чанстка постоя нного сечения . Расчетные длины частков колонн в плосконсти и из плоскости рамы определя ются в зависимости от конструктивной схемы каркаса.

1. Расчетные длины

. Расчетная длина колонны в плоскости рамы. Колонны здания входя т в состав поперечной рамы и для точного определения их расчетнной длины необходимо провести расчет на стойчивость рамы в целом, что весьма трудоемко. Обычно при определении расчетной длины конлонны вводя т ря д упрощающих предпосылок: рассматривают колонну как отдельно стоя щий стержень с идеализированными словия ми занкрепления ; загружают систему силами, приложенными только в злах, не в полной мере учитывают пространственную работу каркаса и т. д. Как показывает опыт проектирования , такой подход идет в запас стойнчивости.

2. Сплошные колонны

Сплошные колонны обычно проектируют двутаврового сечения . Для колонн с постоя нным по высоте сечением и надкрановых частей ступеннчатых колонн применя ются симметричные двутавры. Если момент однного знака значительно отличается по абсолютному значению от моменнта другого знака, целесообразно применение несимметричного сечения .

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

Составные сечения компо-1 нуют из трех листов (рис. 14.4,6) или листов и сварных также прокатных двутавров (рис. 14.4, в). В колоннах крайних ря дов для добства крепления стенового огражденния используются сечения , понказанные на рис. 14.4, г.

При компоновке составных сечений необходимо обеспенчить словия применения автонматической сварки (см. гл. 5), также местную стойчивость полок и стенки.

Стержень внецентренно сжатой колонны (или ее часток) должен быть проверен на прочность и стойчивость как в плоскости, так и из плоскости рамы (см. гл. 3). Поскольку колонна не подвергается непонсредственному воздействию динамических нагрузок, ее прочность пронверя ют с четом развития пластических деформаций.

Проверку прочности необходимо делать только для колонн, имек> щих ослабленные сечения , а также при значения х приведенного эксцентнриситета mi>20. В большинстве случаев несущая способность колонны определя ется ее устойчивостью.

Проверку стойчивости сплошной внецентренно сжатой колонны в плоскости действия момента Мх (в плоскости рамы) выполня ют по формуле

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

Потеря стойчивости внецентренно сжатого стержня происходит в пругопластической стадии работы материала, поэтому при проверке устойчивости вводится коэффициент, учитывающий степень ослабленния сечени-я пластическими деформация ми и завися щий от формы сенчения .

Устойчивость внецентренно сжатого стержня зависит от характера эпюры моментов по длине стержня . Для колонн рамных систем значенния Мх принимают равными максимальному моменту на длине частка постоя нного сечения . Для других случаев значения момента определя нют по НиП П-23-81.

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

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

Оттирание стропильных ферм на колонны может быть запроектиронвано сверху или сбоку. Оттирание сверху (см. рис. 13.15) применя ют при шарнирном присоединении ригелей к колоннам. Опорное давление стронпильных ферм Рф передается на опорную плиту оголовка колонны, зантем через ребро оголовка на стенку колонны (или траверсу в сквозной колонне). Конструирование и расчет таких оголовков проводя тся 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 постоя нного по высоте сечения подкрановые балки и другие конструкции опираются на специальные консоли (рис. 14.10). При кранах небольшой грузоподъемности применя ются одностенчатые консоли, привариваемые к стержню колонны на заводе-изготовителе (если позволя ют габариты перевозки). Консоль и швы ее крепления к колонне рассчитывают на изгибающий момент M=Dmaxe и срез силой

Напря жения у основания консоли и в швах ее крепления можно опнределить, предполагая , что момент воспринимается только полками H = M/fiKl вертикальная сила - стенкой. Полку колонны следует пронверить на растя жение в направлении толщины проката (линия /Ч/ на рис. 14,10, а).

6-7. Стальные колонны. Основные сведения .

В металлических конструкция х широко применя ются работающие на центральное сжатие колонны или стержни, входя щие в состав коннструктивных комплексов.

Центрально-сжатые колонны (рис. 8.1, и) применя ются для поддернжания междуэтажных перекрытий и покрытий зданий, в рабочих плонщадках, путепроводах, эстакадах и т. п. Центрально-сжатые стержни работают в составе конструктивных элементов и комплексов тя желых решетчатых ферм и рам (рис. 8.1,6), сжатых элементов вантовых синстем и т. п.

Колонны передают нагрузку от вышележащей конструкции на фунндаменты и состоя т из трех частей, определя емых 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 фундамента (рис 8 1 а) Расчет и конструирование основного элемент центрально-сжатых' колонн и стержней производя тся одинаково.

Узлы примыкания центрально-сжатых стержней с другими элеменнтами конструктивного комплекса (рис. 8.1,6) завися т от вида конструкнции и рассмотрены в соответствующих главах. Колонны и сжатые стернжни проектируют почти исключительно стальными. Применя ть алюминниевые сплавы в сжатых стержня х, как правило, нерационально из-за плохой работы сплавов на продольный изгиб вследствие низкого моду-

ля пругости. Однако в общем конструктивном комплексе, выполня енмом 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 стальнной трубы, заполненной бетоном.

По статической схеме и характеру нагружения колонны могут быть одноя русные и многоя русные. Колонны и сжатые стержни бывают сплошными или сквозными.

Типы сквозных колонн

Стержень сквозной центрально-сжатой колонны обычно состоит из двух ветвей (швеллеров или двутавров), свя занных между собой реншетками (рис. 8.4,Чв). Ось, пересекающая ветви, называется материнальной; ось, параллельная ветвя м, называется свободной. Расстоя ние между ветвя ми станавливается из словия равноустойчивости стержня .

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

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

В сквозных колоннах из двух ветвей необходимо обеспечивать зазор между полками ветвей (10Ч150 мм) для возможности окраски внутнренних поверхностей.

Стержни большой длины, несущие небольшие нагрузки, должны иметь для обеспечения необходимой жесткости развитое сечение, поэтонму их рационально проектировать из четырех голков, соединенных реншетками в четырех плоскостя х (рис. 8.4, г). Такие стержни при небольншой площади сечения обладают значительной жесткостью, однако трундоемкость 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 влия ют на стойчивость колонны в целом и ее ветвей. Применя ются решетки разнообразных систем: из раскосов (рис. 8.5, о), из раскосов и распорок (рис. 8.5,6) и безраскосного типа в виде планнок (рис. 8.5, s).

В случае расположения решеток в четырех плоскостя х (рис. 8.4, г)' возможны обычная схема (рис. 8.6, а) и более экономичная треугольнная 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 препя тствуют сдвигам ветвей конлонны относительно ее продольной оси.

Треугольные решетки, состоя щие из одних раскосов (рис. 8.5, а), или треугольные с дополнительными распорками (рис. 8.5,6) я вля ются более жесткими, чем безраскосные, так как образуют в плоскости гранни колонны ферму, все элементы которой при изгибе работают на осенвые силия , однако они более трудоемки в изготовлении.

Планки (рис. 8.5, б) создают в плоскости грани колонны безраскоснную систему с жесткими злами и элементами, работающими на изгиб, вследствие чего безраскосная решетка оказывается менее жесткой. Еснли расстоя ние между ветвя ми значительно (0,Ч1 м и более), то эленменты безраскосной решетки получаются тя желыми; в этом случае слендует отдавать предпочтение раскосной решетке.

Безраскосная решетка хорошо выгля дит и я вля ется более простой, ее часто применя ют в колоннах и стойках сравнительно небольшой мощнности (с расчетной нагрузкой до Ч2500 кН).

Чтобы сохранить неизменя емость контура поперечного сечения сквозной колонны, ветви колонн соединя ют поперечными диафрагмами (рис. 8.7), которые ставя т через Ч4 м по высоте колонны.

2. Влия ние решеток на устойчивость стержня сквозной колонны

Основное равнение. Решетки, свя зывая ветви колонны, обеспечиванют их совместную работу и общую стойчивость стержня . Вследствие деформативности решеток гибкость стержня сквозной колонны относинтельно свободной оси (рис. 8.4, и в) больше гибкости сплошной конлонны ?,= /о/г (/оЧрасчетная высота колонны) и зависит от типа реншетки.

Критическую силу потери стойчивости составной колонны относинтельно свободной оси можно определить из общего словия потери стержнем стойчивости

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

При одинаковых расстоя ния х между планками и одинаковой их мощнности приближенно можно принимать, что нулевые точки моментов раснположены в середине планок по их длине и посередине расстоя ния межнду планками в ветвя х колонны. В нулевых точках действуют поперечнные силы, возникающие от изгиба стержня .

8. Компановка стального каркаса.

Проектирование каркаса производственного здания начинают с вынбора конструктивной схемы и ее компоновки. Исходным материалом я внля ется технологическое задание, в котором даются расположение и габариты агрегатов и оборудования цеха, количество кранов, их грузонподъемность и режим работы. Технологическое задание содержит даые о районе строительства, условия х эксплуатации цеха (освещенность, температурно-влажностный режим и т. п.).

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

При компоновке конструктивной схемы каркаса решаются вопросы размещения колонн здания в плане, устанавливаются внутренние габанриты здания , назначаются и взаимоувя зываются размеры основных коннструктивных элементов каркаса.

РАЗМЕЩЕНИЕ КОЛОНН В ПЛАНЕ

Размещение колонн в плане принимают с четом технологических, конструктивных и экономических факторов. Оно должно быть вя зано с габаритами технологического оборудования , его расположением и нанправлением грузопотоков. Размеры фундаментов под колонны вя зыванют с расположением и габаритами подземных сооружений (фундаменнтов под рабочие агрегаты, боровов, коллекторов и т.п.). Колонны разнмещают так, чтобы вместе с ригеля ми они образовывали поперечные рамы, т. е. в многопролетных цехах колонны разных ря дов устанавлинваются по одной оси.

Согласно требования м унификации промышленных зданий, расстоя нния между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначаютнся в соответствии с крупненным модулем, кратным 6 м (иногда 3 м); для производственных зданий 1=18, 24, 30, 36 м и более. Расстоя ния между колоннами в продольном направлении (шаг колонн) также приннимают кратными 6 м. Шаг колонн однопролетных зданий (рис. 11.1), также шаг крайних (наружных) колонн многопролетных зданий обычнно не зависит от расположения технологического оборудования и его принимают равным 6 или 12 м. Вопрос о назначении шага колонн крайнних ря дов (6 или 12 м) для каждого конкретного случая решается сравннением вариантов. Как правило, для зданий больших пролетов (=30 м) и значительной высоты (Н^ 14 м) с кранами большой грузонподъемности (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 мондульной сетки на 500 мм для возможности использования типовых огнраждающих плит и панелей с номинальной длиной б или 12 м. Смещенние колонн с разбивочных осей имеет и недостатки, поскольку у торца здания продольные элементы стального каркаса получаются меньшей длины, что приводит к величению типоразмеров конструкций.

В многопролетных здания х шаг внутренних колонн исходя из технонлогических требований (например, передача продукции из пролета в пролет) часто принимается величенным, 'но кратным шагу наружных колонн (рис. 11.2).

При больших размерах здания в плане в элементах каркаса могут возникать большие дополнительные напря жения от изменения темперантуры. Поэтому в необходимых случая х здание разрезают на отдельные блоки поперечными и продольными температурными швами. Нормами проектирования становлены предельные размеры температурных блонков, при которых влия ние климатических температурных воздействий можно не учитывать (табл. 11.1).

Наиболее распространенный способ стройства поперечных темпенратурных швов заключается в том, что в месте разрезки здания ставя т две поперечные рамы (не свя занные между собой какими-либо продольнными элементами), колонны которых смещают с оси на 500 мм в кажндую сторону, подобно тому как это делают у торца здания {рис, 11.2, а).

Продольные температурные швы решают либо расчленением многонпролетной рамы на две (или более) самостоя тельные, что свя зано с снтановкой дополнительных колонн, либо с подвижным в поперечном нанправлении опиранием одного или обоих ригелей на колонну с помощью катков или другого стройства. В первом решении предусматривается дополнительная разбивочная ось на расстоя нии 1 или 1500 мм от основной (рис. 11.2, а). Иногда в здания х, имеющих ширину, превышанющую предельные размеры для температурных блоков, продольную разнрезку не делают, предпочитая некоторое тя желение рам, необходимое по расчету на температурные воздействия .

В некоторых случая х планировка здания , обусловленная технологинческим процессом, требует, чтобы продольные ря ды колонн двух пронлетов цеха располагались во взаимно перпендикуля рных направления х.

При этом также возникает необходимость в дополнительной разбивоч-ной оси. Расстоя ние между осью продольного ря да колонн одного отсенка и осью торца примыкающего к нему другого отсека, принимается равным 1 мм, колонны смещаются с оси внутрь на 500 мм (рис. 11.2,6).

КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ

Компоновку поперечной рамы начинают с становления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Разнмеры по вертикали привя зывают к отметке уровня пола, принимая ее нулевой. Размеры по горизонтали привя зывают к продольным ося м зданния . Все размеры принимают в соответствии с основными положения ми по нификации и другими нормативными документами.

Компоновка однопролетных рам

Вертикальные габариты здания завися т от технологических словий производства и определя ются расстоя нием от ровня пола до головки кранового рельса HI и расстоя нием от головки кранового рельса до нинза несущих конструкций покрытия Н2. В сумме эти размеры составля ют 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 честь, что для донстижения максимальной типизации конструкций каркаса желательно, чтобы все пролеты были равными и имели одинаковую высоту.

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

Для неотапливаемых зданий необходимо стройство наружного отнвода воды. Иногда внутренние водостоки оказываются неприемлемыми по словия м технологического процесса (например, для сталеплавильных цехов). В таких случая х необходимо стройство двускатных покрытий, применение которых возможно из словия обеспечения водоотвода и аэрации при ширине здания до 7Ч80 м (рис. 11.4,6").

Проектирование отдельных пролетов с различной полезной высотой в многопролетных здания х вызывается разнохарактерными словия ми производства. В многопролетных здания х с большими производственнынми тепло- и газовыделения ми рациональны перепады по высоте (при достаточной их величине). Требования освещенности заставля ют в отндельных случая х использовать перепады высот смежных пролетов для устройства дополнительного бокового освещения .

При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с разнличной высотой пролетов приходится решать вопрос о применении в этих пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для малых бонковых пролетов самыми простыми я вля ются односкатные покрытия (см. рис. 11.4,6). Для больших смежных пролетов при возможности стройнства внутреннего водостока наиболее целесообразны двускатные фермы (см. рис. 11.4, а) с различными клонами i верхнего поя са.

9. Компановка и выбор покрытий.

Покрытие производственного здания состоит из кровельных (огражндающих) конструкций, несущих элементов (прогонов, ферм, фонарей), на которые опирается кровля , и свя зей по покрытию, обеспечивающих пространственную неизменя емость, жесткость и стойчивость всего покрытия и его отдельных элементов.

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

КОНСТРУКЦИЯ КРОВЛИ

Покрытие производственного здания решается с применением пронгонов или без них. В первом случае между стропильными фермами ченрез 1,Ч3 м станавливают прогоны, на которые кладывают мелконразмерные кровельные плиты, листы, настилы (рис. 13.1, а). Во втором случае непосредственно на стропильные фермы укладывают крупнонразмерные плиты или панели шириной 1,Ч3 м и длиной 6 или 12 м, совмещающие функции несущих и ограждающих конструкций (рис. 13. 1, б).

Кровля по прогонам получается легче вследствие небольшого пролента 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 Чбольншая масса.

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

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

В зависимости от приня того типа кровли определя ется необходимый клон покрытия для обеспечения водоотвода. При самозалечивающихся кровля х с гравийной защитой принимается клон 1,5 %; при кровля х из рулонных материалов без защиты - YsЧ'/12; при кровля х, не обеснпечивающих герметизацию покрытия (асбестоцементные листы, волнинстая сталь и т. д.], клон кровли должен быть не менее J/Ч'/е-

1. Покрытия по прогонам

Прогоны станавливают на верхний поя с стропильных ферм в их злах. В качестве прогонов применя ют прокатные балки, гнутые пронфили либо легкие сквозные конструкции (при шаге ферм больше 6 м). Кровельные покрытия бывают теплыми (с теплителем) в отапливаенмых производственных здания х и холодными без теплителя (для ненотапливаемых зданий, также горя чих цехов, имеющих избыточные тепловыделения от технологических агрегатов)1.

В горя чих цехах кровля из асбестоцементных листов недостаточно долговечна, так как под воздействием высоких температур асбестоценмент пересушивается и растрескивается . Кроме того, волнистость кровнли способствует скоплению пыли и затрудня ет ее уборку. Поэтому в гонря чих цехах более целесообразна кровля из плоских стальных листов. Стыки между листами сваривают сплошными швами с использованием автоматической сварки, что обеспечивает полную герметичность кровли, поэтому клон такой кровли может быть приня т как и для рулонных '/sЧVia. Из словия жесткости кровли толщина листов должна быть не менее Ч4 мм.

2. Беспрогонные покрытия

Для покрытий производственных зданий широко применя ют различнного вида крупнопанельные железобетонные плиты шириной 3 м и длинной 6 и 12 м. Продольные ребра плит опираются непосредственно в знлах верхнего поя са ферм и привариваются минимум по трем углам (рис. 13.4). Иногда в качестве доборных применя ют плиты шириной 1,5 м. В этом случае верхний поя с ферм необходимо рассчитать с четом менстного момента от внеузловой передачи нагрузки или поставить дополннительные шпренгели, подкрепля ющие верхний поя с в местах опирания плит. Типы плит покрытия и их-характеристики казаны в каталогах типовых сборных железобетонных изделий.

Основной недостаток крупнопанельных железобетонных плит - их большой собственный вес (1,Ч2,1 кН/м2), что тя желя ет все нижеленжащие конструкции каркаса здания .

з 2. ПРОГОНЫ

Прогоны воспринимают нагрузку от кровли и передают ее на стронпильные конструкции. Прогоны бывают сплошного сечения и решетчантые. Сплошные прогоны тя желее решетчатых, но значительно проще в изготовлении и монтаже. Они применя ются при шаге ферм 6 м. Сплошнные прогоны обычно изготовля ются из прокатных швеллеров, реже из двутавров. Более рациональны прогоны из гнутых профилей швеллернного, С-образного и Z-образного сечения (рис. 13.8). Такие прогоны монгут иметь развитую высоту при тонкой стенке. Для обеспечения местной стойчивости полок страивают отгибы.

При легкой кровле и небольших снеговых нагрузках прогоны из гнунтых профилей могут применя ться при шаге ферм до 12 м. При больших нагрузках более рациональны сквозные прогоны, также разработаые в ЦНИПроектстальконструкция прогоны из перфорированного двутавра (лсквозной двутавр) (см. рис. 7.38) и тонкостенных балок.

По расходу стали прогоны из сквозных двутавров приближаются к решетчатым, по стоимости на 1Ч15 % дешевле.

Еще более эффективно использование для прогонов тонкостенных балок. чет закритической стадии работы стенки позволя ет меньшить ее толщину и приня ть гибкость стенки (отношение высоты к толщине) 20Ч300. Такие прогоны на Ч18 % легче решетчатых. Для изготовленния тонкостенных балок-прогонов разработана поточная линия с принменением высокочастотной сварки.

10. СИСТЕМЫ ФЕРМ И ОБЛАСТЬ ИХ ПРИМЕНЕНИЯ В СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЯХ

Стальные фермы широко применя ются в покрытия х промышленных и гражданских зданий, ангаров, вокзалов и т. п. Большепролетные монсты, радиобашни и мачты, опоры линий электропередачи и многие друнгие конструкции выполня ются в виде стальных ферм.

Фермы по сравнению со сплошными балками экономичны по затрате металла, им легко придают любые очертания , требуемые словия ми техннологии, работы под нагрузкой или архитектуры, они относительно пронсты в изготовлении.

Фермы применя ют при самых разнообразных нагрузках; в зависинмости от назначения им придают самую разнообразную конструктивнную форму - от легких прутковых конструкций до тя желых ферм, стержни которых могут компоноваться из нескольких элементов крупнных профилей или листов. Наибольшее распространение имеют разрезнные балочные фермы (рис. 9.1, а) как самые простые в изготовлении

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

Башни и мачты представля ют собой вертикальные консольные синстемы ферм (рис. 9.1, е). Соответствующие эксплуатационные или арнхитектурные требования могут обусловить применение арочных (рис. 9.1, г) или рамных (рис. 9.1,5) ферм.

Промежуточными между фермой и сплошной балкой я вля ются комнбинированные системы, состоя щие из балки, усиленной либо снизу поднвешенной цепью (шпренгельная балка) или сквозной фермой, либо сверху аркой или фермой (рис. 9.1, ж). Распор цепи или арки, также поддерживающее воздействие элементов фермы меньшают изгибаюнщий момент в балке. Комбинированные системы просты в изготовлении и рациональны в тя желых конструкция х, также в конструкция х с поднвижной нагрузкой (см, гл. 15). Возможность использования в комбиннированных системах дешевых прокатных балок благоприя тно сказынвается на стоимости и трудоемкости изготовления этих систем.

Эффективность ферм и комбинированных систем можно значительнно повысить, создав в них предварительное напря жение (см. з. 11 нанстоя щей главы).

В фермах подвижных крановых конструкций и покрытий больших пролетов, где уменьшение веса конструкций дает большой экономиченский эффект, возможно применение алюминиевых сплавов. В дальнейншем подробно рассматриваются в основном стропильные фермы, наибонлее широко применя емые в промышленном и гражданском строительнстве.

КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИИ ФЕРМ

1. Очертание ферм

Выбор очертания ферм я вля ется первым этапом их проектирования . Очертание ферм в первую очередь зависит от назначения сооружения . Оно должно отвечать приня той конструкции сопря жений с примыкаюнщими элементами. Так, очертание стропильной фермы производственнонго 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 статиченской схеме, также виду нагрузок, определя ющему эпюру изгибающих моментов. Например, выступающие консоли рационально проектиронвать треугольными, с одним скатом (рис. 9.2, б); однопролетные фернмы 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), также мачтам и башня м (рис. 9.2, в).

Стропильные фермы треугольного очертания применя ют, как правинло, при значительном клоне кровли, вызываемом или словия ми экнсплуатации здания , или типом кровельного материала. Стропильные фермы треугольного очертания имеют ря д конструктивных недостатков. Острый опорный зел сложен, допускает лишь шарнирное сопря жение фермы с колоннами, при котором снижается поперечная жесткость однонэтажного производственного здания в целом. Стержни решетки в среднней части ферм получаются чрезмерно длинными, и их сечение прихондится подбирать по предельной гибкости (см. з 4 этой главы), что вынзывает перерасход металла. Треугольное очертание в стропильных фернмах не соответствует параболическому очертанию эпюры моментов.

Однако в ря де случаев треугольные фермы приходится применя ть, несмотря на заведомо нерациональное с точки зрения распределения силий очертание, исходя из общих требований компоновки и назначенния сооружения . Примером могут служить треугольные фермы шедо-вых покрытий (рис. 9.2, г), применя емые в здания х, где необходим больншой и равномерный приток дневного света с одной стороны.

Фермы трапецеидального очертания со слабо вспарушенным верхнним поя сом (рис. 9.3, а) пришли на смену треугольным фермам благондаря поя влению кровельных материалов, не требующих больших клоннов кровли.

Трапецеидальное очертание балочных ферм лучше соответствует эпюре изгибающих моментов и имеет конструктивные преимущества. В сопря жении с колоннами позволя ет устраивать жесткие рамные злы, 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 приемнлемы для конструирования тя желых ферм больших пролетов, так как

очертания фермы соответствуют эпюре изгибающих моментов, что данет значительную экономию стали. Дополнительные конструктивные зантруднения из-за переломов поя са в тя желых фермах не так ощутимы, ибо поя са в таких фермах из словий транспортирования приходится стыковать в каждом зле.

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

Фермы с параллельными поя сами (рис. 9.3, г, д) имеют существеые конструктивные преимущества. Равные длины стержней поя сов и решетки, одинаковая схема злов и минимальное количество стыков поня сов обеспечивают в таких фермах наибольшую повторя емость деталей и возможность нификации конструктивных схем, что способствует инндустриализации их изготовления . Эти фермы благодаря распространеннию кровель с рулонным покрытием стали основным типом в покрытиня х зданий.

2. Генеральные размеры ферм

Определение пролета ферм. Пролет или длина ферм в большинстве случаев определя ются эксплуатационными требования ми и общекомпонновочным решением сооружения и не могут быть рекомендованы по снмотрению конструктора.

Пролеты стропильных ферм, мостовых кранов, гидротехнических зантворов и т. п. определя ются технологической или архитектурной схемой сооружения и точня ются в зависимости от типа сопря жений с соседнними элементами.

ПОДБОР СЕЧЕНИИ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ ФЕРМ

1. Общие положения

Для добства изготовления и комплектования сортамента металла при проектировании легких ферм обычно станавливают четыре Ч шесть различных калибров профиля , из которых подбирают все элементы фермы. Чтобы предварительно становить необходимый ассортимент профилей, ориентировочно определя ют требуемые площади сечений для всех стержней фермы.

Стержни, составленные из двух голков или швеллеров, соединеых через прокладки, рассчитывают как сплошностенчатые, что обеснпечивается становленными расстоя ния ми между прокладками (см. з 9).

Из словия обеспечения необходимой жесткости при монтаже и пенревозке в сварных фермах берут голки с полками более 50 мм.

При значительных силия х в поя сах ферм подбор сечений стержней можно производить из стали двух марок (например, поя са Ч из низконлегированной стали, элементы решетки - из малоуглеродистой).

В легких фермах пролетом до 30 м, чтобы меньшить трудоемкость изготовления конструкции, поя са обычно принимают постоя нного сеченния по всей длине. Изменение в стыке сечения поя са, калибр профиля необходимо согласовать £ конструкцией стыка. Так, например, измене-кие сечения из двух голков целесообразно выполня ть за счет ширины полки, толщину голков для добства перекрытия накладками целесонобразно сохраня ть одинаковой по обеим сторонам стыка.

2. Подбор сечений сжатых стержней

Подбор сечений сжатых стержней начинается с определения требуемой площади

Y - коэффициент словия работы принимается по прил. 13; формула (9.16) содержит два неизвестных: требуемую площадь Л,р и коэффициент продольного изгиба <р, котонрый я вля ется функцией гибкости.

где /о - расчетная длина стержня ; iЧY Г/А - радиус инерции сечения , в свою очередь завися щий от площади Л.

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

При предварительном подборе для поя сов легких ферм можно приння ть 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 сеченния по сортаменту подбирается подходя щий калибр профиля . Несогнласованность табличных значений г и Л с требуемыми показывает, нансколько неправильно была задана гибкость. Принимая после этого профиль с промежуточным значением площади -и соответствующим рандиусом инерции определя ют во втором приближении гибкость, коэффинциент ф и напря жение. Обычно второе приближение достигает цели.

Требуемую площадь нетто сечения растя нутого стержня фермы из стали с отношением /?B/YH<# определя ют по формуле

где у - коэффициент словий работы; н=1,3 - коэффициент надежности.

Скомпоновав по требуемой площади сечение (с четом становлеого ассортимента профилей и общих конструктивных требований), пронизводя т проверку приня того сечения , причем подсчитывают действинтельное его ослабление отверстия ми.

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

Верхние поя са стропильных ферм, нагружаемые кровельной констнрукцией, работают на осевую силу и изгиб. Сжимающая сила N опреденля ется по обычному расчету фермы с приложением всей нагрузки в злах.

Изгибающий момент принимается равным наибольшему моменту в пределах средней трети длины панели поя са, определя емому из расчета поя са как пругой неразрезной балки (см. з 3).

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

Расчет на стойчивость внецентренно сжатого верхнего поя са фермы следует выполня ть как в плоскости действия момента, так и из плоскоснти действия момента.

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

Как же было рассмотрено в з3 гл. 3, коэффициент понижения ненсущей 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 эксцентринситету т = е0/р, множенному на коэффициент влия ния формы сечения т], принимаемому по прил. 10. Поэтому приведенный эксцентриситет бундет иметь следующий вид:

где рж - расстоя ние от горизонтальной осп до края я дра сечения ; г - расстоя ние of центра тя жести сечения до сжатого от момента края сечения ; МхЧ момент относинтельно горизонтальной оси.

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

Для приня того типа сечения по прил. 10 находим

Зная рх и т], определя ют по формуле (9.21) приведенный эксцентринситет тпр, по нему и по приведенной гибкости Хх - коэффициент фва (см. прил. 9) и, наконец, по формуле (9.20) находя т требуемую площадь. Зная площадь и высоту h, компонуют сечение. Если сечение компонуетнся плохо, изменя ют значение гибкости и определя ют новое значение плонщади.

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

Коэффициент фвн принимается по точно вычисленным характеристинкам Я и mnp для приня того сечения .

Расчет на стойчивость при т<20 не требуется .

Проверка стойчивости 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 казания ми гл. 3. При наличии в стержне отверстий для болтов прочность внецентренно сжатых стержней проверя ется по формуле

где Лнта и /хя т - площадь и момент инерции нетто; у - расстоя ние от нейтральной оси до края сечения .

Подбор сечений стержней по предельной гибкости

Ря д стержней легких ферм имеют незначительные силия и, следовантельно, небольшие напря жения , сечения этих стержней подбирают по предельной гибкости, становленной НиП (см. з4 этой главы). К танким стержня м обычно относя тся дополнительные стойки в треугольной решетке, раскосы в средних панеля х ферм, элементы свя зей и т.п.

Зная расчетную длину стержня /0 и значение предельной гибкости Пр, определя ют требуемый радиус инерции !Чр = Ятр. По нему в сорнтаменте выбирают сечение, имеющее наименьшую площадь.

Ввиду простоты расчетных манипуля ций рекомендуется подбор стернжней легких ферм оформля ть в табличной форме (табл. 9.1).

ПОДБОР СЕЧЕНИИ СТЕРЖНЕЙ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ

Подбор сечений стержней тя желых ферм начинается с предварительнного определения требуемых площадей сечения всех стержней по формунлам (9.16) и (9.19).

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

В растя нутых стержня х при клепаных или болтовых монтажных соендинения х учитывается коэффициент ослабления = 0,8ч-0,85.

Исходя из требуемых площадей устанавливается тип сечения стержнней для поя сов и решетки.

В зависимости от климатического района эксплуатации ферм (см. НиП) высота сечения поя сов не должна превышать 1/!Ч1/15 длины панели, так как при большей высоте влия ние изгибающих моментов от жесткости злов возрастает и его надо учитывать в работе.

Основным размером стержней тя желых ферм с двухстенчатыми сенчения ми я вля ется расстоя ние между зловыми фасовками b (рис. 9.16, а, б, 0), которое определя ет ширину стержней поя сов и раскосов и сонхраня ется постоя нным для всех элементов фермы. Обычно 6 - 40Ч 500 мм.

Узловые фасонки непосредственно накладывают на наружные грани, что дает наиболее простой тип зла. Однако это требует постоя нства ширины между наружными поверхностя ми всех стержней фермы. Ввиду того что толщина вертикалов разных сечений неодинаковая , расстоя нние в свету между их внутренними поверностя ми может получиться также разным. Выравнивание достигается постановкой прокладок в сенчения х с более тонкими вертикалами (рис, 9.16, в).

Поя са тя желых ферм имеют в разных панеля х разные сечения , свя занные общностью типа и словия ми сопря жения стержней в злах. Поэтому сечения всех стержней одного поя са должны подбираться однонвременно. Перед началом подбора станавливают тип сечения (Н-образ-ное, швеллерное, коробчатое), прием перехода от площади одного сечения к площади смежного и намечают места перехода от одного сенчения к смежному. Приемы изменения площади сечения завися т от типа сечения . В сварных Н-образных сечения х обычно изменя ются высонта и толщина вертикалов при сохранении постоя нства расстоя ния между наружными граня ми сечения . Горизонтал из словия необходимой снтойчивости и жесткости сечения должен иметь толщину не менее '/so расстоя ния между вертикалами и не менее 12 мм. Толщина вертикалов исходя из словий их стойчивости должна приниматься по табл. 8.5, при этом надо учитывать зависимость расчетного сопротивления стали, от толщины листа.

Основой швеллерных сечений я вля ются два швеллера, которые пронходя т через все сечения (см. рис. 9.14, г).

Швеллерное сечение развивают путем добавления вертикальных линстов (см. рис. 9.14, д, е). Таким образом, высота швеллерных сечений может быть постоя нной во всех стержня х.

После подбора сечений производя т их проверку. Проверку сечений сжатых стержней ферм выполня ют так же, как центрально-сжатых конлонн, по казания м гл. 8: Н-образныхЧкак сплошных, швеллерных - как сквозных с той разницей, что ширина b сечений здесь я вля ется занданной, а не определя емой из словия равноустойчивости.

Раскосы при швеллерных или коробчатых поя сах подбирают швелнлерного сечения (см. рис. 9.14,-г) или Н-образного (см. рис. 9.14, или б) при Н-образных поя сах. Швеллерные сечения более выгодны при работе на продольный изгиб и потому весьма часто применя ются для длиых раскосов, но они более трудоемки при изготовлении по сравнению с Н-образными сечения ми.

Ширину сечения раскосов определя ют расстоя нием между внутреими граня ми узловых фасонок; для простоты сопря жений на монтанже ширина их обычно берется на 2 мм меньше расстоя ния между граня нми фасонок. Это можно игнорировать в расчете, но следует показывать на рабочих чертежах.

11. Виды сварных соединений

Сварные швы

Сварные швы классифицируют по конструктивному признаку, назнанчению, положению, протя женности и внешней форме.

По конструктивному признаку швы разделя ют на стыковые и глонвые (валиковые). В табл. 5.2 показаны виды, швов и необходимая форма разделки кромок соединя емых элементов различной толщины для обеснпечения качественного соединения при автоматизированной и ручной сварке.

Стыковые швы наиболее рациональны, так как имеют наименьшую концентрацию напря жений, но они требуют дополнительной разделки кромок. При сварке элементов толщиной больше 8 мм для проплавления металла по всей толщине сечения необходимы зазоры и обработка кронмок 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, обя зательна подварка корня шва с другой стороны для странения возможных непроваров (рис. 5.2, и), я вля ющихся источнинком концентрации напря жений.

Начало и конец шва имеют непровар и кратер, я вля ются дефектнынми и их желательно выводить на технологические планки за пределы рабочего сечения шва, затем отрезать (рис. 5.2,6).

При автоматической сварке принимаются меньшие размеры разделнки кромок швов вследствие большего проплавления соединя емых эленментов (табл. 5.2). Чтобы обеспечить полный провар шва, одностороя я автоматическая сварка часто выполня ется 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 гол, образованный эленментами, расположенными в разных плоскостя х. Применя ющая ся при этом разделка кромок изделия показана в табл. 5.2.

Угловые швы, расположенные параллельно действующему осевому силию, называют фланговыми, перпендикуля рно усилию - лобовыми.

Швы могут быть рабочими или свя зующими (конструктивными),

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

Стыковыми называют соединения , в которых элементы соединя ются торцами или кромками и один элемент я вля ется продолжением другого (см. рис. 5.1, я ). Стыковые соединения наиболее рациональны, так как имеют наименьшую концентрацию напря жений при передаче силий, отличаются экономичностью и добны для контроля . Толщина свариванемых элементов в соединения х такого вида почти не ограничена. Стыконвое соединение листового металла может быть сделано пря мым или консым швом. Стыковые соединения профильного металла применя ются реже, так как затруднена обработка пх кромок под сварку.

Соединения ми внахлестку называются такие, в которых поверхности свариваемых элементов частично находя т друг на друга (см. рис. 5.1, б). Эти соединения широко применя ют при сварке листовых конструкций из стали небольшой толщины (Ч5 мм), в решетчатых и некоторых других видах конструкций. Разновидностью соединений внахлестку я вля ются соединения с накладками, которые применя ют для соединения элеменнтов из профильного металла и для усиления стыков,

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

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

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

Тавровые соединения (соединения впритык) отличаются от гловых тем, что в них торец одного элемента приваривается к поверхности друнгого элемента (см. рис. 5.1,6). гловые и тавровые соединения выполня нются угловыми швами, широко применя ются в конструкция х и отличанются простотой исполнения , высокой прочностью и экономичностью.

В ответственных конструкция х, в тавровых соединения х (например, в швах присоединения верхнего поя са подкрановой балки к стенке) женлательно полное проплавление соединя емых элементов.

1. Болтовые соединения

Для соединения металлических конструкций помимо сварки примення ют болты и заклепки. Болтовые соединения конструкций поя вились раньше сварных. Простота соединения и надежность в работе способстнвовали их широкому распространению в строительстве при монтаже менталлических конструкций.

Однако болтовые соединения более металлоемки, чем сварные, так как имеют стыковые накладки и ослабля ют сечения элементов отверстия ми для болтов. Последнее обстоя тельство частично компенсировано допунщением пруго-пластической работы элементов и введением коэффицинента словий работы у>1, для элементов стыка на высокопрочных болтах - меньшением фактического ослабления за счет восприя тия части действующего силия трением между соединя емыми элементами за пределами ослабленного сечения .

В строительных конструкция х применя ют болты грубой, нормальной и повышенной точности, высокопрочные, самонарезающие и фундаментнные (анкерные). Болт для соединения конструкций имеет головку, гладнкую часть стержня длиной на Ч3 мм меньше толщины соединя емого пакета и нарезную часть стержня , на которую надевается шайба и нанвинчивается гайка (рис. 6.1, ).

Болты грубой (ГОСТ 1558Ч70 с изм.) и нормальной (ГОСТ 779Ч 70 с изм.) точности различаются допусками на отклонения диаметра болта от номинала. Для болтов грубой и нормальной точности отклоненния диаметра могут достигать соответственно 1 мм и 0,52 мм (для болнтов rf^SO мм). Изготовля ют болты из глеродистой стали горя чей или холодной высадкой, иногда с последующей термообработкой. В зависинмости от процесса изготовления различают несколько классов прочности болтов отЧ4,6 до 8,8 (табл. 6.1). Класс прочности болтов обозначен числами. Первое число, множенное на 10, обозначает временное сопронтивление (ав, кгс/мм2), произведение первого числа на второе - прендел текучести материала (ат, кгс/мм2)'.

Болты в соединении ставя т в отверстия на Ч3 мм больше диаметра болта, образованные продавливанием или сверлением в отдельных эленментах. В результате неполного совпадения отверстий в отдельных эленментах отверстие под болт имеет негладкую поверхностьЧлчерноту (тип С), что исключает плотную посадку болта в отверстие. Разница в диаметрах болта и отверстия облегчает посадку болтов и прощает обнразование соединения ; это большое преимущество таких болтов. Однако

неплотная посадка болта в отверстии повышает деформативность соединнения при работе на сдвиг и величивает неравномерность работы отндельных болтов в соединении. Поэтому болты нормальной (и особенно грубой) точности не рекомендуется применя ть в конструкция х из стали с пределом текучести больше 380 Па и в ответственных соединения х, работающих на сдвиг. Они находя т широкое применение в монтажных соединения х, где болты работают на растя жение или я вля ются крепежнными элементами.

Болты повышенной точности (ГОСТ 780Ч70 с изм.) изготовля ют также из глеродистой 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 донпускаются ); поверхность отверстия должна быть гладкой, что может быть достигнуто сверлением отверстий в соединя емых элементах через специальные кондукторы-шаблоны, рассверловкой отверстий до расчетнного диаметра после сборки элементов с ранее образованными отвернстия ми меньшего диаметра и, наконец, сверлением отверстий на проектнный диаметр в собранных элементах (тип В).

Болты в таких отверстия х сидя т плотно и хорошо воспринимают сдвигающие силы; однако недостаточность сил, стя гивающих пакет, худшает его работу по сравнению с соединения ми из высокопрочных болтах или на заклепках. Сложность изготовления и постановки болтов повышенной точности привела к тому, что соединения на таких болтах применя ются редко

Высокопрочные болты (ГОСТ 2235Ч77 и ГОСТ 2235Ч77)а (сдвиго-устойчивые) изготовля ют из легированной стали, готовые болты терминчески обрабатывают (табл. 6.2). Высокопрочные болты я вля ются болтанми нормальной точности, их ставя т в отверстия большего, чем болт, динаметра, но их гайки затя гивают тарировочным ключом, позволя ющим создавать и контролировать силу натя жения болтов. Большая сила нантя жения болта плотно стя гивает соединя емые элементы и обеспечивает монолитность соединения . При действии на такое соединение сдвигаюнщих сил между соединя емыми элементами возникают силы трения , пренпя тствующие сдвигу этих элементов относительно друг друга. Таким образом, высокопрочный болт, работая на осевое растя жение, обеспечинвает передачу сил сдвига трением между соединя емыми элементами, именно поэтомуа подобное соединение частоа называюта фрикционным. Для величения сил трения поверхности элементов в месте стыка очинщают от гря зи, 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 соединя емых элементов, так как даже при небольшой разности их толщин плотного прилегания элеменнтов добиться не дается и силы трения , а следовательно, и несущая спонсобность болта резко меньшаются . Иногда между соединя емыми поверхностя ми, очищенными металлинческими щетками, вставля ют тонкую стальную прокладку, имеющую с двух сторон покрытие полимерным клеем с корундовым порошком. Танкое решение позволя ет выравнивать перепад плоскостей стыкуемых денталей и одновременно дает высокий коэффициент трения .

Помимо сдвигоустойчивых, фрикционных соединений на высокопрочнных болтах существуют соединения с несущими высокопрочными болнтами, отличающиеся передачей сдвигающих силий совместной работой сил трения , смя тия и среза болта. Эти соединения будут иметь остаточнные перемещения , поя вля ющиеся при преодолении начального трения и завися щие от плотности посадки болтов в отверстия , но зато их несущая способность существенно в 1,Ч2 раза величивается и прощается подготовка контактных поверхностей. Однако такие соединения не монгут быть рекомендованы в конструкция х, где остаточные перемещения нежелательны, и при вибрационных нагрузках.

Для лучшения работы соединения иногда также применя ют комбиннированное клееболтовое соединение, в котором соединя емые поверхнонсти склеивают специальными клея ми, а затем стя гивают высокопрочнынми болтами. Соединения на высокопрочных болтах обладают преимунществами обычных болтовых соединений по простоте устройства соединнения ; по качеству работы они не ступают сварным соединения м, но ступают им по расходу металла. Применя ются они в монтажных соендинения х, имеющих большие сдвигающие силы, и при действии динанмических и вибрационных нагрузок.

Самонарезающие болты (ТУ 34-5815-70) отличаются от обычных нанличием резьбы полного специального профиля на всей длине стержня для нарезания резьбы и завинчивания в ранее образованные отверстия соединя емых деталей (рис. 6.1,6). Материалом для них служит сталь СтЮкп термоупрочненная . Применя ются они в основном rf Чб мм для прикрепления профилированного настила к прогонам и элементам фахнверка, и их большим преимуществом я вля ется необходимость доступа к конструкции только с одной стороны.

Фундаментные (анкерные) болты (ГОСТ 24379.Ч80) служат для передачи растя гивающих усилий с колонн на фундамент. Их конструкнция показана на рис. 6.1,е, материалом служат стали марок СтЗкп2, 0Си 1ГС1,

2. Заклепочные соединения . Заклепочные соединения , я вля ющиеся в прошлом основным видом соединений менталлических конструкций, из-за неудобств технологического процесса клепки (необхондимость нагрева заклепок до температуры 800

Клепку ведут горя чим и холодным способами. При горя чей клепке разогретую до я рко-красного каления заклепку вставля ют в отверстие и клепкой образуют замыкающую головку. Поставленная заклепка, остывая , стя гивает соединя емые эленменты, что существенно лучшает работу соединения на сдвигающие силы благодаря возникающим при этом силам трения .

При холодной клепке, выполня емой только на заводе, металл заклепки пластически деформируется клепальной скобой, образуя замыкающую головку. Сила стя гивания занклепкой соединя емых 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 стя гинвания пакета значительны, но недостаточны для восприя тия сил сдвига только треннием. Поэтому' расчет их аналогичен расчету обычных болтов, наличие сил трения учитывается повышением расчетных сопротивлений. Однако действующий Ня П 11-23-81 не дает расчетных казаний о заклепочнных соединения х, и при силении существующих клепаных конструкций надо пользоваться нормантивными указания ми прошлых лет.

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

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

Стыки профильного металла (рис. 6.8) выполня ют накладками: голки Чуголковыми, двутавры и швеллеры - листовыми. Благодаря значительной жесткости самого соединя емого профиля эксцентриситет прикрепления накладок слабо сказывается на работе соединения , в свя нзи с чем число болтов против расчетного не увеличивается .

Прикрепление элементов осуществля ют внахлестку (рис. 6.9). Для работы соединения предпочтительнее симметричное прикрепление эленментов с двух сторон (рис. 6.9, а). При одностороннем прикреплении жесткого элемента к гибкому, например голка к фасонке (рис. 6.9,6), поя вля ется эксцентриситет, что требует величения числа болтов соединнения 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 силия через коротыш и большей деформативности соединения число болтов на одной из полок коротыша велинчивают на 50 % против расчетного.

При конструировании болтовых соединений следует стремиться к применению болтов одного диаметра в пределах каждого конструктивнного элемента и к наименьшему числу диаметров болтов во всем^соору-жении. Наибольшее применение находя т в конструкция х средней мощнности болты диаметром tf=2Ч24 мм, в тя желых конструкция х дианметром d = 2Ч30 мм.

Допускается элементы в зле крепить одним болтом. В соединения х на высокопрочных болтах в случае перепада плоскостей стыкуемых денталей от 0,5 до 3 мм на выступающей детали должен быть сделан скос с клоном 1 : 10. При перепадах более 3 мм необходимо применя ть пронкладки 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 силия с одного элемента на другой кратчайшим путем при одновременном обеспечении добства выполнения соединения . В стыках и злах прикреплений (для экономии материала накладок) расстоя ние между болтами должно быть минимальным.

В слабо работающих (свя зующих, конструктивных)" соединения х раснстоя ние должно быть максимальным, чтобы меньшить число болтов. Болты располагают в соединении по пря мым линия м Ч рискам, панраллельным действующему силию. Расстоя ние между двумя смежными рисками называется дорожкой, расстоя ние между ДВУМЯ смежными по риске болтами - шагом (рис. 6.10). Расстоя ние между центрами болнтов и заклепок принимают по табл. 6.6 и рис. ЛО. Минимальное раснстоя ние, казанное в табл. 6.6, определя ют словия ми прочности основнного материала. Максимальное расстоя ние определя ют стойчивостью сжатых частей элементов в промежутках между болтами или словием плотности соединения растя нутых элементов во избежание попадания в щели влаги и пыли, способствующих коррозии элемента. В профильных элементах (уголках, двутаврах, швеллерах) положенние рисок и возможные диаметры отверстий должны отвечать требуенмой прочности элемента и практической возможности постановки болнтов в соединения х. Риски на профильных элементах приведены в спранвочниках 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 честь, что для донстижения максимальной типизации конструкций каркаса желательно, чтобы все пролеты были равными и имели одинаковую высоту.

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

Для неотапливаемых зданий необходимо стройство наружного отнвода воды. Иногда внутренние водостоки оказываются неприемлемыми по словия м технологического процесса (например, для сталеплавильных цехов). В таких случая х необходимо стройство двускатных покрытий, применение которых возможно из словия обеспечения водоотвода и аэрации при ширине здания до 7Ч80 м (рис. 11.4,6).

Проектирование отдельных пролетов с различной полезной высотой в многопролетных здания х вызывается разнохарактерными словия ми производства. В многопролетных здания х с большими производственнынми тепло- и газовыделения ми рациональны перепады по высоте (при достаточной их величине). Требования освещенности заставля ют в отндельных случая х использовать перепады высот смежных пролетов для устройства дополнительного бокового освещения .

При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с разнличной высотой пролетов приходится решать вопрос о применении в этих пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для малых бонковых пролетов самыми простыми я вля ются односкатные покрытия (см. рис. 11.4,6). Для больших смежных пролетов при возможности стройнства внутреннего водостока наиболее целесообразны двускатные фермы (см. рис. 11.4, а)' с различными клонами i верхнего поя са. В случае невозможности стройства внутреннего водостока применя ются односкатные покрытия . Н выбор уклон покрытия влия ет тип кровли, При рулонной кровле наиболее часто проектируются плоские покрытия

-

Мощные технологические агрегаты, особенно в металлургической промышленности, требуют иногда стройства в цехе тя желых рабочих площадок, по которым двигаются железнодорожные составы, этажного расположения оборудования , повышенной аэрации, что вынуждает пронектировать поперечную конструкцию цеха достаточно сложного профинля (рис. 11.4, в).

При компоновке многопролетных рам для наибольшей нификации объемно-планировочного решения установлен ря д общих рекомендаций и правил.

Следует стремиться к тому, чтобы здание было пря моугольным в плане, имело одинаковые пролеты и единую высоту. Если по словия м технологии это невозможно, то повышенные пролеты нужно группиронвать по одну сторону от пониженных, число различных размеров пронлетов 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 наибольншей высоте). Перепад высот смежных пролетов величиной 1,8 м целенсообразен, если ширина пониженной части 5г60 м; перепад 2,4 м допунскается , если ширина пониженной части ^36 м.

Определение компоновочных размеров для крайних ря дов многопронлетных 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 банлок будет обеспечен {с запасом) габарит для кранов меньшей грузонподъемности.

Компоновочные размеры средних колонн Яь Я2, Я0 для зданий без перепада высот (пролеты ЛЧ Б, БЧВ на рис. 11.4, а) принимаются танкими же, как и для крайних. Заглубление средних колонн ниже ровня пола принимается одинаковым с крайними (600 - 1 мм). Высоту сенчения верхней части средней колонны в в зависимости от грузоподъемнности кранов и высоты колонны принимают 400, 700, 1 мм. Высота сечения нижней части йн=2£, (рис. НА, г).

При наличии в смежных пролетах кранов разной грузоподъемности может оказаться , что привя зки 1\ крановых рельсов к оси колонны для правого и левого крана различны, и нижня я часть колонны будет асимнметрична относительно разбивочной оси. Для средних колонн без пенрепада высот такие колонны обычно не проектируют, привя зывая оба крановых рельса по наибольшему из размеров.

Определение компоновочных размеров рамы у ря дов с перепадом вынсоты приведено на рис. 11.4, д, где изображена колонна в месте перепанда высот, причем смежные пролеты разделены стенкой (на рисунке занштрихована). В этом случае привя зка кранового рельса низкого пролента к разбивочной оси, очевидно, должна быть не менее, мм

где - наружная привя зка верхнеГ' части колонны; fCT - толщина стены; 450 мм - Х 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 привя зкой граней асимметрично относительно разбивочной оси. Аналогичным образом снтанавливают компоновочные размеры поперечных рам различных коннфигураций.

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

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

Листовыми называются конструкции, состоя щие в основном из менталлических листов и предназначенные для хранения или транспортинрования жидкостей, газов и сыпучих материалов.

К листовым конструкция м относя тся : резервуары для хранения нефнтепродуктов, воды и других жидкостей; газгольдеры для хранения и распределения газов; бункера и силосы для хранения и перегрузки сынпучих материалов; трубопроводы больших диаметров для транспортинрования жидкостей, газов и размельченных или разжиженных твердых веществ; специальные конструкции металлургической, химической и других отраслей промышленности {кожухи доменных печей, воздухонангревателей, пылеуловителей, электрофильтров, сосуды химической и нефтегазовой аппаратуры"и т. д.); дымовые и вентиля ционные трубы, сплошностенчатые башни, градирни; защитные сооружения -оболочки АЭС.

ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА

Большинство листовых конструкций я вля ется тонкостенными обонлочками вращения . Поверхности таких оболочек имеют одну или две (для сферических оболочек) оси симметрии и два радиуса кривизны, перпендикуля рные поверхности: г\ - меридиональный радиус, образунющий кривую вращения ; г2 Ч кольцевой радиус вращения с началом на оси симметрии (рис. 21.1, а).

Оболочкой называется тело, ограниченное двумя поверхностя ми, расстоя ние между которыми (толщина оболочки t) мало по сравнению с другими ее размерами. Большинство оболочек имеет постоя нную тол-шину, поэтому геометрия их определя ется формой срединной поверхнности.

Геометрия поверхности оболочки характеризуется гауссовой кривизнной. Различают оболочки: положительной гауссовой кривизны - сфенрические и эллиптические; нулевой гауссовой кривизны Чцилиндриченские и конические; смешанной кривизны - торообразные.

Под действием произвольной внешней нагрузки в оболочках вознинкают две группы силий: 1) нормальные N\ и N2 и сдвигающие S\ и S2

усилия , действующие в плоскостя х, касательных к срединной поверхнонсти оболочки (рис. 21.1,6); 2) изгибающие моменты Mi и М2, крутя щие моменты М12 и Mz\ и поперечные силы Ql и Q2 {рис. 21.1, в).

Особенностью оболочек по сравнению с пластинками я вля ется то, что внешня я нагрузка равновешивается в них в основном нормальнынми и сдвигающими силия ми, поэтому оболочки работают главным обнразом на растя жение и сжатие, в свя зи с чем материал в них использунется более выгодно, чем в пластинках.

Если по толщине стенки оболочки напря жения постоя нны, то напря нженное состоя ние оболочки называется безмоментным и приводится к определению усилий первой группы. Если напря жения приводя тся к силия м второй группы, то напря женное состоя ние оболочки называетнся моментным. В зависимости от вида напря женного состоя ния разлинчают безмоментную и моментную теории оболочек.

Оболочки называются тонкостенными при //г<1/30, что всегда собнлюдается для листовых конструкций. В соответствии с гипотезами Кирхгофа Ля ва современными теория ми расчета тонкостенных обонлочек приня то, что основное напря женное состоя ние оболочки на чанстках, даленных 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, киснлот, технического спирта и других жидкостей.

В зависимости от положения в пространстве и геометрической форнмы резервуары деля тся на цилиндрические (вертикальные, горизоннтальные), сферические, каплевидные, траншейные и др.

По расположению относительно планировочного ровня строительнной площадки различают надземные (на опорах), наземные, полузанглубленные, подземные и подводные резервуары.

Резервуары могут быть постоя нного и переменного объемов. Тип рензервуара выбирают в зависимости от свойств хранимой жидкости, ренжима эксплуатации, климатических особенностей района строительства. Широкое распространение имеют вертикальные и горизонтальные цинлиндрические резервуары как наиболее простые при изготовлении и монтаже. Резервуары со стационарной крышей я вля ются сосудами низнкого давления , в которых храня тся нефтепродукты при малор! их оборанчиваемости (1Ч12 раз в год). В этих резервуарах при наполнении жидкостью образуется избыточное давление в паровоздушной зоне (до 2 кПа), при опорожнении - вакуум (до 0,25 кПа).

Для хранения нефти и легкоиспаря ющихся нефтепродуктов при большой оборачиваемости применя ют резервуары с плавающей крышей, и понтоном. В них практически отсутствуют избыточное давление и ванкуум.

Резервуары повышенного давления (до 30 кПа) применя ются для длительного хранения нефтепродуктов при их оборачиваемости не более 1Ч12 раз в год.

Для хранения больших объемов сжиженных газов применя ют шаронвые 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 потребителя ми в качестве своеобразных аккумуля нторов, регулирующих потребление газа.

Газгольдеры применя ют на металлургических, коксохимических и газовых заводах, в химической и нефтеперерабатывающей промышлеости, в городском хозя йстве для хранения природного или искусствеого газа и т. д.

По конструкции и характеру эксплуатации газгольдеры деля тся на две группы: газгольдеры переменного объема (мокрые и сухие) и газнгольдеры постоя нного объема.

Газгольдеры переменного объема называют газгольдерами постоя ого низкого давления , так как давление газа в них не превышает Ч 5 кПа. Газгольдеры постоя нного объема имеют внутреннее давление ганза в пределах 25Ч2 кПа и я вля ются сосудами высокого давления .

Основные положения расчета. Газгольдеры переменного объема рассчитывают по методу предельных состоя ний в соответствии с казанния ми специальных технических словий и главы НиП П-23-81. В раснчетах учитывают следующие коэффициенты перегрузки: для собствеого веса конструкций rat Ч1,1; для давления газа под колоколом л2 = = 1,2; для давления воды в резервуаре п=\,1; для полезной (времеой нагрузки (2 кН/м2) на обслуживающие площадки и лестницы га=1,2; для снега на колоколе - на всей крыше или на половине понверхности крыши интенсивностью, соответствующей данному району строительства, согласно НиП [9], но не менее I кН/м2 ( район), п=1,4, при этом нагрузка на всей крыше, несмотря на сферическую ее поверхность, не меньшается ; для ветровой нагрузки с аэродинамичеснким коэффициентом &~0,7 л =1,2.

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

14. СОСТАВ КАРКАСА И ЕГО КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ

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

здания обеспечивается поперечными рамами, вдоль - продольными элементами каркаса, кровельными и стеновыми панеля ми.

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

Продольные элементы каркаса - это подкрановые конструкции, поднстропильные фермы, свя зи между колоннами и фермами, кровельные прогоны (или ребра стальных кровельных панелей).

Кроме перечисленных элементов в составе каркаса обя зательно именются конструкции торцевого фахверка (а иногда и продольного), плонщадок, лестниц и других элементов здания .

Конструктивные схемы каркасов достаточно многообразны. В каркансах с одинаковыми шагами колонн по всем ря дам наиболее простая коннструктивная схема - это поперечные рамы, на которые опираются поднкрановые конструкции, также панели покрытия или прогоны (рис. 10.2, а, 6). Такое конструктивное решение обеспечивает выполнение экснплуатационных требований в большинстве машиностроительных цехов, в которых оборудование добно размещается при относительно небольнших шагах колонн по внутренним ря дам (Ч12 м). Технологии произнводств, размещенных во многих цехах металлургического производства (прокатные цехи, цехи раздевания слитков и т.д.), также позволя ют иснпользовать эту схему. Такая схема добна для бесфонарных зданий и для зданий с продольными фонаря ми.

При необходимости освещения с помощью поперечных фонарей их конструкции также могут быть использованы для опирания панелей понкрытия (рис. 10.2, , в). При необходимости больших шагов колонн по всем ря дам можно использовать схему с продольным фонарем, несунщим часть нагрузки от покрытия (рис. 10.2,г). На конструкции фонанря опираются прогоны, расположенные параллельно фермам. Для опирания другого конца прогонов между колоннами страивается подстронпильная ферма. В случая х повышенных требований по освещенности помещений иногда используются каркасы с шедовым покрытием (рис. 10.2, д), в которых на ригели рам опираются конструкции поперечных фонарей, на них Чпрогоны или панели покрытия .

При больших пролетах и шагах колонн эффективно применя ются каркасы с пространственным ригелем (рис. 10.2, е). Ригель рамы вынполня ется в виде коробчатого сквозного сечения с консоля ми, на котонрые опираются конструкции фонаря .

При относительно небольших пролетах используются сплошные рамнные каркасы _(рис. 10.2, ж) для одно- и многопролетных зданий с пролетами 1Ч24 м, высотой помещения Ч8 м без мостовых кранов и с кранами грузоподъемностью до 20 т, с фонаря ми и без. Эти каркасы выполня ются в виде бесшарнирных систем, трехшарнирных, трехшар-нирных с затя жкой. Мостовые краны опираются на консоли или станнавливаются на легкие крановые эстакады. Каркасы очень добны в изнготовлении, транспортировке, монтаже. Сечения рам составные из швелнлеров и листовой стали или из гнутосварных профилей. Производство таких каркасов поставлено на поток, и в свя зи с этим они весьма эконномичны. Использование таких схем при изготовлении малыми серия нми экономически не оправдано, так как они всегда несколько тя желее, чем сквозные системы.

Б цехах, где по средним ря дам шаг колонн должен быть больше, чем по крайнему ря ду, устанавливаются подстропильные фермы, на котонрые опираются ригели рам (см. рис. 10.3, а, разрез Ч2). При кранах большой грузоподъемности и с большим расстоя нием между колоннанми часто оказывается целесообразным совместить функции подстронпильных ферм и подкрановых конструкций и предусмотреть по средненму ря ду подкраново-подстропильную ферму (см. рис. 10.3,6, разрез Ч 2), на верхний поя с которой опирается кровля , на нижний - краны. Конструктивные схемы каркасов различаются видом сопря жений (жесткое, шарнирное) ригеля с колонной. При жестком сопря жении (рис. 10.4, а)" конструкция зла крепления фермы к колонне обеспечиванет передачу моментов и в расчетной схеме принимается жесткий зел. При жестком сопря жении горизонтальные перемещения рам меньше, чем при таких же воздействия х на раму с шарнирным сопря жением.

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

В многопролетных цехах горизонтальные нагрузки на одну раму воснпринимаются несколькими (а не двумя , как в однопролетных) колоннанми, и поэтому даже в цехах большой высоты часто оказывается возможнным использовать шарнирное сопря жение.

В многопролетных цехах с пролетами разной высоты возможны реншения , при которых часть злов проектируется жесткими, часть - шарнирными (рис. 10.4, в).

Оттирание колонн на фундаменты в плоскости рам обычно конструинруется жесткими (см. рис. 10.2, 10.3, 10.4,Чв), но возможно решение, при котором только часть колонн сопря гается с фундаментом жестко, часть - шарнирно (рис. 10.4,г). Такое решение часто оказывается эконномически выгодным при больших тепловыделения х во время эксплуантации здания .

Подкрановые конструкции в большинстве случаев опираются на конлонны каркаса, но возможны и конструктивные решения , при которых внутри цеха проектируется специальная крановая эстакада, состоя щая из колонн, свя зей между ними, подкрановых и тормозных балок. Эстанкада на вертикальные нагрузки работает раздельно с каркасом, и танкое решение может оказаться целесообразным тогда, когда ожидается (после некоторого срока эксплуатации) величение грузоподъемности мостовых кранов.

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

16. Подбор сечения и проверка несущей способности прокатных балок

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

Поэтому требуемый момент сопротивления балки нетто можно опренделить по формуле

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

Выбрав тип профиля балки по требуемому моменту сопротивления , по сортаменту подбирают ближайший больший номер балки. Для разнрезных балок сплошного сечения из стали с пределом текучести до 580 Па, находя щихся под воздействием статической нагрузки, обеспечеых от потери общей стойчивости и ограниченной величине касательнных напря жений в одном сечении с наиболее неблагоприя тным сочетаннием М и Q, следует использовать пругопластическую работу материанла и проверя ть их прочность по формулам:

при изгибе в одной из главных плоскостей и

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

где Мтах,Мх,Му Ч значения изгибающих моментов; при тл0,5/?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]/[lЧ а(т//?ср)2] и t = Qlth; u = 0,7 для двутавронвого сечения , изгибаемого в плоскости стенки, = 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 чета пругопластической 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, затем точня ется .

Подобранное сечение проверя ют на прочность от действия касательнных напря жений по формуле

где Qmax - наибольшая а поперечная сил н опоре; 5 и / - статический момента и момент инерции сечения ; /Сг Ч толщина стенки балки.

Помимо проверок прочности балки необходимо в местах с большинми нормальными напря жения ми проверя ть их общую стойчивость (см. гл. 3).

Устойчивость балок можно не проверя ть при передаче нагрузки ченрез сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый поя с балки и надежно с ним свя занный, а также при отношении раснчетной длины частка балки между свя зя ми, препя тствующими попенречным смещения м сжатого поя са балки /0 к его ширине 6, не превыншающем: при 1<А/6г^6 и

где Ъ и f - соответственно ширина и толщина сжатого поя са; А0 - расстоя ние (высота)а между ося ми поя сных листов; б=[Ч 0,7- - - ]а (для сечений балок, работающих пруго, о=1).

При недостаточном закреплении сжатого поя са балки ее общую снтойчивость проверя ют по формуле

где - момент сопротивления для сжатого поя са; ^=0,95 - коэффициент условий работы при проверке общей стойчивости балок.

Для балок двутаврового сечения с двумя ося ми симметрии фб - cpi при ф!<0,85 и лреЧ 0,68-1-0,21 cpj при ф!>0,85. В этом случае критичеснкие напря жения потери стойчивости находя тся в зоне пругопластиченской работы материала и определя ются по формуле

где коэффициент ф принимают по прил. 6 в зависимости от закрепленния балки, вида и места приложения нагрузки и параметра а, характенризующего сечение. Для двутавровых балок с двумя ося ми симметрии при двух и более закрепления х сжатого поя са в пролете, деля щих пронлет на равные части, при любом виде нагрузки, приложенной к любому из поя сов, коэффициент ip = 2,25-bO,07a при 0 Для прокатных двутавров

Ч момент инерции сечения при кручении.

Проверка стойчивости балок швеллерного и других типов сечений имеет свои особенности и должна проводиться в соответствии с казанния ми НиП.

Если при проверке выя сня ется , что общая стойчивость балки не обеспечена, то следует меньшить расчетную длину сжатого поя са, изменив схему свя зей.

Проверка местной стойчивости поя сов и стенки прокатных балок не требуется , так как она обеспечивается их толщинами, приня тыми из словий проката.

17. Изменение сечения балки по длине

Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибаюнщему моменту, можно меньшить в местах снижения моментов (в разнрезных балках - у опор). Однако каждое изменение сечения , дающее экономию материала, несколько величивает трудоемкость изготовления балки, и потому оно экономически целесообразно только для балок пролетом 1Ч12 м и более.

Изменить сечение балки можно, 'уменьшив ее высоту или сечение поя сов (рис. 7.13). Изменение сечения меньшением высоты стенки балки (см. рис. 7.13, а) более сложно, может потребовать величения толщины -стенки для восприя тия касательных напря жений, потому применя ется редко.

Сечение балки можно изменить меньшением ширины или толщины поя са. В сварных балках распространено изменение ширины поя са (см. рис. 7.13, 6"), высота балки при этом сохраня ется постоя нной (верхний поя с гладкий и возможны как поэтажное опирание балок, поддерживанющих настил, так и кладка рельса подкрановой балки); менее добно изменя ть толщину поя са, так как балка оказывается неодинаковой вынсоты (см. рис. 7.13, в), при этом сложня ется и заказ стали.

В клепаных балках и балках с поя сными соединения ми на высоконпрочных болтах сечения изменя ют меньшением или величением числа горизонтальных листов (см. рис. 7.13, г).

В разрезных сварных балках пролетом до 30 м принимается одно изменение сечения поя са (по одну сторону от оси симметрии балки по длине). Введение второго изменения сечения поя сов экономически ненцелесообразно, так как дает дополнительную экономию материала лишь на Ч4 %. Более значительной экономии стали можно достигнуть путем непрерывного изменения ширины поя сов (см. рис. 7.13, д), полунчаемого диагональным раскроем широкополосной стали кислородной резкой. Однако оно свя зано с величением трудоемкости изготовления балки и применя ется редко.

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место изменения сечения поя сов однопролетной сварной балки находится на расстоя нии 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 неблагоприя тным сочетанием М и Q, в остальных сечения х развитие пластических дефорнмаций не допускается .

По моменту MI (х) определя ют необходимый момент сопротивления сечения балки исходя из пругой работы материала и подбирают новое

сечение поя сов. Ширина поя сов при этом должна отвечать следующим словия м:

Возможен и другой подход. Задают ширину поя сного листа меньшеого сечения и определя ют изгибающий момент, который может воснприня ть сечение:

при M(x^ = Mi находя т расстоя ние х от опоры, где изменя ется сечение поя са.

Стык различных сечений поя са может быть пря мым или косым. Пря мой шов добнее, но он будет равнопрочен основному металлу в растя нутом поя се только при обя зательном выводе концов шва на поднкладки и автоматической сварке или при ручной сварке с применением физических методов контроля . Иногда, желая простить стык растя нунтого поя са балки, делают его пря мым с ручной или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов контроля шва. В этом случае меньшенное сечение поя са балки принимают из словия прочности стыкового шва на растя жение.

В балках с поя сными соединения ми на заклепках или болтах сеченния изменя ют количеством поя сных 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 расстоя нии Ye пролета от опоры (рис. 7.14). Сечение изменя ем меньшением ширины поя сов. Разные сечения поя сов соединя ем сварным швом встык электродами Э42 без применения физических методов контроля , т.е. для растя нутого поя са /?СВ=0,8Я (см. гл. 5, з 4). Определя ем расчетнный момент и перерезывающую силу в сечении:

Подбор измененного сечения ведем по пругой стадии работы материала по формунле (7.9) аналогично прим. 7.3.

Определя ем требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного сенчения исходя из прочности сварного стыкового шва, работающего на растя жение:

1. Структура САПР. Виды обеспечения .

Составными структурными частя ми САПР я вля ются подсистемы, в которых при помощи различных комплексов средств выполня ется решение функционально законченныха задач в определенной последовательности. Как мы же определили выше, подсистемы САРа сами обладают всеми свойствами системы, т.е. обычно реализуют вполне законченные этапы или стадииа проектирования или группу непосредственно свя занных между собой проектных задач.

Такого типа подсистемы называют проектирующими.

Примером подсистемы может служить, например, любая программная систем на персональном компьютере, осуществля ющая проектирование правля ющей программы, скажем, для токарных станков c ЧПУ по заданному чертежу детали, получаемому из другой проектирующей подсистемы.

Помимо проектирующих подсистем в САПР используются подсистемы, которые приня то называться обслуживающими. Например, я сно, что если вы используете некоторую базу данных, и соответственно некоторую СУБД, то система правления базами данных сама по себе ничего не проектирует, лишь правля ет процессома хранения , накопления , модификации и поиска данных, необходимых вам для проектирования .

Каждая подсистема строится на основе различных, но взаимосвя занных средств автоматизации. Эти средства можно словно разбить, опя ть же, на семь типов, которые называются видами обеспечения САПР, именно:

1) математическое обеспечение ;

2) программное обеспечение ;

3) информационное обеспечение ;

4) техническоеа обеспечение ;

5) лингвистическое обеспечение ;

6) методическое обеспечение ;

7) организационное обеспечение ;

Основу математического обеспечения составля ют алгоритмы, по которым разрабатывается программное обеспечение САПР. Элементы математического обеспечения в САПР чрезвычайно разнообразны. Они завися т, 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 применя ются только в конкретной предметной области.

Программное обеспечение подразделя ют на общесистемное и специальное. Разделение вполне поня тное и особых комментариев не требует. Ясно, что операционные системы относя тся к первому виду ПО,, скажем, программное обеспечение для прогнозирования погоды в Екатеринбурге- к очень специальному.

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

Информационное обеспечение представля ет собой совокупность данных, размещенных на различных носителя х информации, которые используются для проектирования . Это могут быть различные справочники, таблицы, промежуточные проектные решения , параметры проектируемого изделия и т.п., в общем, все, что годно. Иногд совокупность такого рода данных называют еще информационным фондом. Формы организации информационного обеспечения в компьютере могут быть различны, например:а файлы или библиотеки. Библиотечная форма организации данных широко применя ется в отечественных ЭВМ типа ЕС или СМ. Наиболее естественным и распространенным способом ведения информационного фонд в настоя щее время я вля ется формирование баз данных, доступ к которым осуществля ется различнымиа системами правления базами данных.

Остановимся более подробно на проблемаха выбора технических средств САПР.

Как мы же отмечали ранее, к техническим средствам САПР относя тся не только компьютеры, но и различныеа технические стройства, приборы, периферийные средства, которые необходимы для обеспечения процесса проектирования . К периферийным техническим средствама относя тся , в частности, графопостроители и перфораторы (устройства вывода информации на перфоленту). Причем, если для функционирования наиболее распространенныха 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 предприя тия х перфораторов типа ПЛ15Ма необходимы же дополнительные технические стройства (адаптеры).

2. Операционные системы

Остановимся несколько подробнее на компьютерах, применя емых в САПР.

Очевидно, что подавля ющая часть компьютеров, используемых в настоя щее время в нашей стране для автоматизации проектирования (впрочем, и не только для этих целей) представля ют собой IBM-совместимые персональные компьютеры. Надо отметить, что термин УIBM-совместимые сейчас используется реже, больше говоря т о платформах, аппаратнойа или программной. Для персональных компьютеров аппаратная платформа определя ется типом процессора (часто говоря т: интелловская У платформа), программная - типом операционной системы (MS DOS или MS WINDOWS). Впрочем, терминология здесь очень не стоя вшая ся . И не всегда люди, использующие один термин, имеют ввиду одно и то же. Характерным примером я вля ется термин рабочая станция Ф. Если вы говорите со специалистом по сетевым технология м, то под рабочей станцией он обычно понимает персональный компьютер, выполня ющий функции клиент в технологии клиент-сервер. Вместе с тем, этот термин же довольно давно используется для обозначения вполне определенного класса компьютеров, выпускаемых,как правило, на основе так называемых RISC - процессорова ря дом известныха западных производителей. Именно этот класс компьютеров в отличие от персональных чаще всего применя ется для решения задач автоматизации проектирования а н крупных и средних предприя тия х большинства развитых стран Запада. Рабочие станции, в частности, производя т такиеа знаменитые компьютерные фирмы как HEWLETT PACKARD(HP), IBM, SILICONа GRAPHICS(SGI), SUN Microsystem, DIGITAL(DEC) и ря д других. Как правило, рабочие станции работаюта на программной платформе UNIX, хотя большинство фирм-производителей предлагаюта и собственные специфические операционные системы. Нужно отметить, что версии OC UNIXа для разных типов рабочих станций также имеюта свою специфику.

Можно выделить две основные особенности рабочих станций кака типа компьютеров:

- высокая производительность (наря ду с другими техническими характеристиками) и использование RISC-процессоров;

- повышенные возможности для решения а задача машинной графики.

Эти особенности и определили привлекательность рабочих станций для САПР-овских систем, в которых решение сложных геометрическиха и графических задач занимает важное место. Существенная часть такого рода задач решается а рабочими станция ми на аппаратном ровне с помощью специализированных процессоров, что, как раз, и обеспечивает высокую эффективность иа производительность станцийа в сравнении с персоналками. Но, как говорится , Уза все надо платить. В данном случае платить приходится непосредственно деньгами и очень немалыми. Стоимость рабочих станций можета достигать, естественно, в зависимости от конфигурации, нескольких деся тков тыся ч долларов. Именно поэтому в нашей странеа предпочитают использовать для задач САПР дешевые персональные компьютеры Ужелтой сборки. Справедливости ради надо отметить, что разница в возможностя х рабочих станций и самых мощных персональных компьютеров в последнее время существенно меньшилась, хотя по-прежнему есть. Так подсистемы конструкторского проектирования сложных сборочных чертежей для авиастроения и автомобилестроения эффективно работают только на рабочих станция х.

В заключении разговора о компьютерах приведу несколько наиболее покупаемых в Россииа модификацийа рабочих станций:

- Sun SPARC Solaris, Sunа SPARC SunOS;

- Alpha (Digital);

- IRIX (SGI);

- HP-UX;

- IBM AIX/600

О лингвистическом обеспечении САПР. Основу лингвистического обеспечения САПР составля ют, так называемые, проблемно-ориентированные я зыки, предназначенные для описания процедур автоматизированного проектирования . Собственно говоря , это и не я зыки вовсе, комплексы программных средств, в качестве входных данных использующие я зыковые конструкции. В качестве классического примера можно привести я зык СТЕП-Ш, разработанныйа преподавателем кафедры Прикладная геометрия и автоматизация проектирования Ф ГТУ-УПИ Николаем Евгеньевичем Возмищевым под научным руководством проф. Р.А.Вайсбурда. Этоа ориентированный на конечного пользователя -непрограммиста технологический я зык для описания информации о процессе и словия х проектирования в горя чештамповочном производстве, также методах решения проектных задач.

Разумеется , что в состав лингвистического обеспечения САПР входя т и ниверсальные алгоритмические я зыки высокого ровня и различного типа макроя зыки, расширя ющие я зыковые средства больших программных систем и т.д.

Как же отмечалось выше, стандарты по САПР выделя ют еще 2 типа обеспечения САПР: методическое и организационное. Выделение это, на наш взгля д, достаточно искусственное, но стандарт есть стандарт. Под методическим обеспечением понимается а набор документов, регламентирующих эксплуатацию САПР. Причем документы, касающиеся разработки САПР, сюда не входя т. Т.е. методическое обеспечение - это, в общем смысле, просто набор инструктивных положений, касающихся эксплуатации САПР.

Организационное обеспечение также представля ет собой комплекс регламентирующих документов, но же касающихся организационной структуры подразделений, эксплуатирующих САПР, также взаимодействия этих подразделений с САПР и между собой. В набор организационных документова входя т 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, состоя щая из комплекса средств автоматизации проектирования (КСАП), взаимодействующего с подразделения ми проектной организации, и выполня ющая 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 , анеобходимых для выполнения автоматизированного проектирования . Программное обеспечение - совокупность машинных программ, необходимых для выполнения автоматизированного проектирования . Среди этой совокупности выделя ются программы для организации функционирования технических средств, т.е. для планирования и правления вычислительным процессом, распределения вычислительных ресурсов между многими пользователя ми. Эта часть представля ет 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 входя т программы, обеспечивающие функционирование прикладных программ. В прикладном ПО реализуется математическое обеспечение для непосредственного выполнения проектирования процедур. Прикладное ПО реализуется в виде. Техническое обеспечение представля ет 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 стройствами, в которых реализуется программная обработка данных и программное правление с вычисления ми. Средства подготовки, ввода отображения и документирования данных служит для общения человека с ЭВМ. Средства проектирования решений представлены внешними запоминающими стройствами. Средства передачи данных используются для организации свя зей между территориально даленными ЭВМ и терминалами (оконечными стройствами).

Информационное описание объекта проектирования реализуется при автоматизации проектирования в информационном обеспечении САПР. Информация об объектах проектирования представля ется в виде документов на машинных носителя х, содержащих сведения справочного характера о материалах, комплектующих изделия х, типовых проектных решения х, параметров элементов, сведения о состоя нии текущих разработок в виде промежуточных и окончательных проектных решений, структур проектных объектов и т.п. Основная составная часть ИО САПР - банк данных, состоя щий из БД и СУБД.

БД - сами данные, находя щиеся на машинных носителя х информации, т.е. в запоминающих стройствах ЭВМ и структурированные в соответствии с приня тыми 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 я зыков проектирования , предназначенных для описания процессов автоматизированного проектирования и проектных решений. Это я зык общения проектировщика с ЭВМ. В развитых САПР таких я зыков может быть несколько, причем каждый из них основывается на правилах формализации естественного я зыка и использует методы сжатия и развертывания текста.

Методическое обеспечение составля ют документы, регламентирующие состав, правила отбора и эксплуатации средств автоматизированного проектирования . Допускается и более широкая трактовка поня тия 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 представля ет собой часть цикла обновления , который состоит из следующих этапов:

- формирование новыха целей дея тельности, подготовленных объективным развитием событий и накоплением опыта в конкретных областя х 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 выполня ются поочередно, решения предшествующего этапа принимаются в качестве исходных данных для последующего. Такой принцип называется нисходя щим проектированием Фсверху вниз. Первоначальная формулировка цели определя ет лишь общее направление предстоя щей дея тельности. 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 осуществля ется переход к построению дерева (иерархического графа целей), когда общая цель разделя ется на логически взаимосвя занные обеспечивающие цели. По мере движения вниз по иерархическим ступеня м дерева цели становя тся 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 становя тся 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 ступеня х иерархии становя тся настолько конкретными, что их можно приня ть 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, выя вить и предопределить (спрогнозировать) закономерности развития в определенной сфере материального производства; обосновать и описать обеспечивающие цели, также сформировать критерии и количественные оценки этих целей. Для спешного решения этих задач требуется оперативно обрабатывать большие объемы информации, эффективно применя ть 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 описания х, моделя х. По мере развития процесса от целеполагания до проекта представления об объектах проектирования последовательно точня ются .

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 становя тся поочередно объектами проектирования . Поня тие объекта проектирования свя зано с целя ми и процессами проектирования . Это поня тие развивается по этапам процесса проектирования и должно последовательно отвечать целевым становкам дерева целей. Тем самым осуществля ется единство цели, объекта и процесса проектирования взя тых в их развитии от начальной постановки проблемы до завершения проектных работ. Процесс проектирования в этой триаде может рассматриваться как алгоритм последовательного точнения обоснований и облика объекта проектирования .

Для реализации процесса проектирования необходимы достаточно глубокие степени формализации процесса проектирования а и моделирования объекта проектирования . Без этого невозможна оценка эффективности принимаемых в процессе проектирования решений.

Формализация описаний и моделирование объекта проектирования достигаются в основном за счета структуризации и математического описания получающихся структур. Особое внимание следует обратить на то, что структурируется не объект ( при проектировании он физически не существует, что я вля ется отличительной особенностью процесса проектирования ), его образ в голове проектировщика (модель). На поздних этапах проектирования к моделя м могут добавля ться макеты, имитаторы, опытные экземпля ры 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 относя т технологическое описание, которое я вля ется реализацией результатов конструкторского проектирования и включает описание методов и средств изготовления объектов. Но сегодня шня я практика такова, что в структуре автоматизированного производства обычно в отдельную от САПР структурную единицу выделя ется 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 тя жести, тя говые усилия для преодоления сопротивления движению со стороны атмосферы, правление 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 становки (двигатели) для создания тя говых усилий; рули для правления 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 взаимосвя занных частей - подсистем, агрегатов: злов, конструктивных элементов. Каждая часть системы имеет собственное целевое и функциональное назначение, принцип действия , конструктивное стройство 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 - поря доченные, наборы символов, служащие для выражения информации; документы - материальные носители сообщений в виде схем, эскизов, чертежей, справок, таблиц; сигналы - физические я вления и процессы, служащие для приема, хранения обработки и передачи информации.

Информационное описание дает представление обо всех видах информации и отношения х 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 производя т на основе механических харакнтеристик грунтов, определя емых на основании полевых и лаборанторных исследований.

Передача внешней нагрузки на грунты оснований через фунданменты сооружений приводит к образованию нормальных напря нжений, вызывающих деформации плотнения грунта, которые включают в себя деформации скелета грунта, также меньшенние объема его пор. При небольших давления х деформации скенлета грунта незначительны и плотнение происходит в основном из-за меньшения пористости. Основные закономерности такого деформирования рассматривает закон компрессии - изменение пористости грунта пропорционально изменению давления .

Прочность и стойчивость грунтов оснований оцениваются сопротивлением грунтов сдвигу, которое зависит от угла внутреего трения и дельного сцепления грунта. Эти характеристики определя ются в соответствии с законом сопротивления грунтов сдвигу, который для песчаных грунтов формулируется следуюнщим образом: предельное сопротивление грунтов сдвигу пропорнционально нормальному напря жению.

Деформируемость грунтов во времени и сопротивление сдвигу во многом завися т от распределения давления , воспринимаемого скелетом грунта и водой, находя щейся в порах. Под действием давления от внешней нагрузки поровая вода постепенно отжиманется из грунта и передает часть своего давления на скелет. Следовательно, процесс плотнения будет зависеть от скорости отжатия воды из пор грунта. Это требует знания основных положении закона фильтрации поровой воды - скорость фильтрации пря мо пропорциональна гидравлическому градиенту (потере напора на пути фильтрации).

Показатели, характеризующие степень плотнения грунтов, определя ют в ходе лабораторных испытаний образцов грунта, понлученных из скважин и шурфов. Уплотнение грунтов оценивают с помощью коэффициента относительной сжимаемости mv или модуля деформации Е, определя емых в одометре (рис. 2.1, ). Одонметр представля ет собой кольцо 1, в котором находится образец грунта 2, становленные на фильтрующее днище 3. На образец грунта с помощью поршня 4 передается внешня я нагрузка.

По результатам испытаний получают компрессионную кривую (график зависимости коэффициента пористости от давления ), понказанную на рис. 2.1,6. При небольших давления х участок кривой в интервале заменя ют пря мой линией, наклон которой принимают за коэффициент сжимаемости:

Ва расчетах добнее пользоваться коэффициентом относительнной сжимаемости:

Коэффициент относительной сжимаемости свя зан с модулем деформации, соответствующим модулю пругости 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, понстроенной 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 определенния модуля деформации прибегают к полевым испытания м груннтов статической нагрузкой с помощью жестких штампов, станавнливаемых в специальных шурфах.

Используют специальную становку (рис. 2.2, ), представля юнщую собой жесткий штамп 7, соединенный с платформой 2, к конторой прикладывается ступенчато возрастающая внешня я нангрузка 3.

По результатам испытаний строя т график зависимости осадки от нагрузки (рис. 2.2,6). На начальном частке (при относительно небольших давления х) эта зависимость считается линейной и мондуль деформации определя ется по формулам теории линейно денформируемых'тел с помощью данного графика по следующей формуле:

где - коэффициент, принимаемый для круглых штампов равнным 0,8; d - диаметр штампа; v - коэффициент поперечной денформации;а Ч приращение давления на штамп; As - приращенние осадки, соответствующее приня тому интервалу давления .

Сопротивление грунтов сдвигу обычно определя ют с помощью пря мого среза образцов грунта в сдвиговом приборе (рис. 2.3, ), состоя щем из двух обойм: неподвижной нижней 1 и подвижной.

верхней 2 с фильтрующими пластинами 3 (зубчатыми для песчанных грунтов и плоскими для глинистых), между которыми распонлагается образец грунта 4.

Изменя я вертикальную нагрузку, можно построить график занвисимости предельного сопротивления сдвигу от вертикального давления (рис. 2.3,6). Эта зависимость выразится формулой

Где - действующее нормальное напря жение;а Ч коэффицинент внутреннего трения ;а - гол внутреннего трения ; с - дельнное сцепление грунта.

Формула (2.14) отражает закон сопротивления сдвигу пыле-вато-глинистых грунтов, который формулируется следующим обнразом: сопротивление свя занных грунтов сдвигу есть функция пернвой степени нормального напря жения . Сопротивление грунтов

сдвигу часто изучают в приборах трехносного сжатия , называемых стабилометрами. Иногда прибегают к полевым питания м грунтов с помощью среза четырехлопастной крыльчаткой, зондиронвания или использования пенетрометра с конусообразной или шаровой поверхнностью.

Водопроницаемость грунтов оценивают с помощью коэффициента фильтрации. Для хорошо фильтрующих грунтов (песнков и супесей) для определения коэффинциента фильтрации используют становнку, показанную на рис. 2.4. Коэффициент фильтрации можно получить из выраженния

где - объем воды, профильтровавшейся через грунт за время t\ А - площадь поперечного сечения образца грунта;а - гидравлический градиент.

Определение нормативных и расчетных характеристик грунтов

В силу неоднородности грунтов физико-механические своисгва даже в пределах одного слоя непостоя нны, 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 рензультатов ограниченного числа испытаний. Частное значение или частное определение служит основой для вычисления статистиченского показателя , называемого средним арифметическим, с понмощью которого станавливают нормативное значение искомой характеристики:

где - число испытанийа поа определению характеристики; XL - частное (1-е) значение искомой характеристики.

Характеристики, используемые ва расчетах, называют расчетнными и определя ют по формуле

где - коэффициент надежности по грунту.

При вычислении расчетных значений, определя ющих прочностнные характеристики грунта (удельное сцепление, гол внутренненго трения , плотность и предел прочности на одноосное сжатие для скальных грунтов), коэффициент надежности по грунту снтанавливается в зависимости от изменчивости этих характеристик и значения доверительной вероя тности (обеспеченности) :

где - показатель точности оценки среднего значения характенристики грунта.

Знак в формуле (2.18) принимают таким, который обеспечинвает большую надежность данного расчета основания или фунданмента. Для прочих характеристик я =1.

Показатель точности оценки находя т по следующим формунлам: для

где. - коэффициент, завися щий от заданной доверительной венроя тности а и числа экспериментов; v - коэффициент вариации определя емой характеристики

Ч среднее квадратичное отклонение характеристики.

Среднее квадратичное отклонение при назначении Rc и р, огнраниченном числе опытов определя ют по формуле

Для а иа среднее квадратичное отклонение находя т из вынражений:

Среднее квадратичное отклонение величины сопротивления грунта срезу:

где k - число определений;а pi - вертикальное давление приа /-испытании; т; Чсопротивление сдвигу при /-м испытании.

Нормативное значение гла внутреннего трения фя и дельн го сцепления сп, входя щих в формулу (2.25), определя ют 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), находя т 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 вероя тнную достоверность, которая оценнивается доверительной вероя тнностью а. Этот показатель ознанчает вероя тность того, что вычиснленный результат Хп отличается от истинного значения Х0 не больнше чем на величину АХ, т. е. значение искомой характеристинки на кривой, распределения понпадает в интервал х, показанный на рис. 2.5 и называемый довенрительным интервалом.

В расчетах оснований величинна доверительного интервала занвисит от степени важности и возможности наступления ожиндаемого события . При расчетах устойчивости грунтов принимают = 0,95, при расчетах деформативности = 0,85. Такое различие объя сня ется тем, что потеря устойчивости грунта опаснее осадки. Приня тые доверительные вероя тности означают, что в первом случае только 5%, во второмЧ15% значений частных определений будет больше или меньше приня того значения исконмой характеристики.

Число частных определений k, по которым назначают нормантивные и расчетные значения характеристик, зависит от неоднонродности грунтов и степени ответственности возводимого здания или сооружения . Для статистической обработки требуется не меннее шести испытаний. Для получения более достоверного значенния требуется большее количество опытов: чем оно больше, тем меньше значение to. и рт, соответственно сужается и доверительнный интервал, т. е. значение искомой характеристики будет в большей степени приближаться к действительному.

При полевых испытания х грунтов жесткими штампами, целью которых я вля ется определение модуля деформаций, допускается определя ть его по результатам трех опытов или двух, если резульнтаты отличаются друг от друга не более чем на 25%.

2. Распределение напря жений в основании от действия различных видов нагрузок.

Напря жения в массиве грунта, находя щегося под действием' внешней нагрузки, определя ют с помощью решений теории прунгости.

Для оценки несущей способности и деформирования основанний необходимо меть определя ть напря жения , возникающие в различных точках массива грунта, от внешних нагрузок. В этой свя зи наиболее важными я вля ются вертикальные напря жения возникающие в основания х.

При действии вертикальной силы, приложенной к границе грунтового основания (рис. 1.10, ), вертикальные напря жения в точке М определя ют из выражения

где ^=3/2л[1 + (г/2)2]5/Ч безразмерный коэффициент, завися нщий от соотношения г/га (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) напря жения определя ют на основе принципа независимости дей-

Если к поверхности основания а приложена распределенная по ^некоторой площади внешня я а нагрузка, закон изменения которой произволен (рис. 1.11), то нанпря жения в точке М определя ют следующим образом. Загружеую площадь разбивают на определенное количество эленментарных частков квадратнонго- или пря моугольного очертанния , в пределах которых раснпределенную нагрузку заменя ют сосредоточенной силой:

Точность расчета, выполня емого с помощью данного метода,, зависит от размеров элементарных частков и возрастает при величении их числа и далении от точек приложения элементарнных сил.

Напря жения , возникающие в грунтах в точках, находя щихся на вертикали, проходя щей под центром равномерной нагрузки,. распределенной по пря моугольной площади (рис. 1.12, ), опреденля ют из выражения

где - коэффициент рассеивания напря жений, принимаемый в-соответствии с данными табл. 1.2 в зависимости от соотношений t,=2z/b и т) = //й (6 и / - соответственно ширина и длина площанди загружения , zЧвертикальная координата точки, где опреденля ются напря жения ); р - давление, приложенное к верхней плоснкости основания .

Для площади загружения , представля ющей собой правильный-многогранник площадью А, значения а можно определя ть, как для круглой площади загружения радиусом гЧ^А/ы. При променжуточных значения х Е; и г\ коэффициент находя т линейной интерполя цией. По данным табл. 1.2 можно определя ть напря жения и в точках, находя щихся на вертикали, проходя щей под гловынми точками пря моугольной площади загружения (точка В на рис. 1.12, ), при этом £ = г/6. Напря жения под гловыми точканми находя т по формуле

Возможность находить напря жения в гловых точках позвонля ет определя ть напря жения в любой точке грунтового основания методом гловых точек. Если точка, в которой требуется опреденлить напря жение, находится в пределах площади загружения (точка Мг на рис. 1.12,6), то площадь загружения разбивают на четыре пря моугольника АЕМК, EBGM, KMFD и MGCF, для каждого из которых точка М будет гловой, тогда напря жения можно найти суммированием от четырех площадей загружения I, II, и IV:

Если же точка М' находится вне пределов загруженной плонщади ABCD (рис. 1.12, в), тогда ее считают гловой 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, в пределах /// и IV зон принимается обратным исходному и напря жения опреденля ют как

В случае расположения точки М' вне пределов площади зангружения ABCD, как это показано на рис. 1.12,г, эту точку приннимают за гловую для следующих фиктивных площадей загрунжения : АЕМК, BEMG, DFMK и CFMG. Напря жение находя т из выражения .

Изменение напря жений в толще основания обычно изображанют с помощью эпюр. На рис. 1.13, показано распределение вернтикальных напря жений в массиве грунта от действия полосовой нагрузки, приложенной к границе основания (плоская задача теонрии пругости). Вертикальные напря жения бывают с глубиной, причем интенсивность, уменьшения больше в ближайшей зоне, примыкающей к границе загруженного основания . Распределение вертикальных напря жений по горизонтальным плоскостя м поканзано на рис. 1.13,6, они бывают в горизонтальном направлении.

Часто оба интенсивности напря женного состоя ния грунтов су-

дя т по линия м равных вертикальных напря жений (изобарам), понказанных на рис. 1.13,в.

Приведенные выше формулы для определения напря жений 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 сущенственно различны, например основания , подстилаемые скальнынми грунтами, распределение напря жений будет иным из-за коннцентрации напря жений, которую необходимо учитывать в расче-.тах (рис. 1.14).

В основания х кроме напря жений от внешней нагрузки, созданваемой фундаментами зданий и сооружений, в каждой точке дейнствуют вертикальные напря жения и от собственного веса вышеле-

жащих слоев грунта, конторые можно найти из следующего выражения :

где п - количество слонев грунта; ytЧ дельный вес грунта /-го слоя ; Ai Чтолщина пласта /-го слоя грунта.

Из формулы (1.9) следует, что для однонродного основания эпюра напря жений от собствеого веса имеет вид тренугольника. Для слоистонго основания эпюра принмет вид ломаной линии вследствие различных значений дельного веса отдельных пластов груннта (рис. 1.15).

В водопроницаемых грунтах, залегающих нинже отметки ровня поднземных вод WL, при вынчислении их дельного веса необходимо учитынвать взвешивающее дейнствие воды, определя енмого согласно закону Арнхимеда.

В водонепроницаемых грунтах находя щихся ниже ровння подземных вод, будет возникать дополнительнное гидростатическое давление от столба воды, расположенного над даым слоем.

При проектировании взаимодействие между основания ми и фундаментами и их взаимное влия ние друг на друга учитывают с помощью контактных давлений, возникающих в грунтах по пондошве фундамента.

Выше были рассмотрены методы определения напря жений в массиве грунта от действия нагрузок, которые способны следонвать за перемещения ми грунта, формируя так называемую чащу оседания , поскольку напря жения под центром нагрузки больше, чем по края м (рис. 1.16, ).

Передача давления на грунт основания через подошву жестнкого фундамента при центрально приложенной нагрузке вызовет равномерную осадку грунта. Равномерность осадки вызовет под подошвой фундамента неравномерное распределение давления . Имеется теоретическое решение задачи о распределении напря нжений по подошве круглого абсолютно жесткого штампа:

Из этой формулы следует, что под центром штампа давление будет иметь минимальное значение, под края ми Ч бесконечно большое (кривая 1 на рис. 1.16,6), однако в реальных' словия х грунты оснований не могут воспринимать бесконечно большие нанпря жения и их величина под края ми штампа всегда имеет конечнное значение (кривая 2 на рис. 1.16,6).

При величении внешней нагрузки под края ми штампа начиннают развиваться зоны пластических деформаций, что вызывает перераспределение напря жений под подошвой с более нагружеых частков на менее нагруженные, и эпюра давлений приобрентает седлообразное очертание (кривая 3 на рис. 1.16,6). При дальнейшем возрастании нагрузки, приближающейся к предельнонму значению, эпюра давления становится колоколообразной (кринвая 4 на рис. 1.16,6). Очертание эпюры давления под подошвой фундамента зависит от внешней нагрузки и развития зон пластинческих деформаций в грунте. В практических расчетах давление под подошвой фундамента словно осредня ют и считают равнонмерно 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 нагрунженных фундаментов давление по подошве считается распреденленным по закону трапеции (линия 5 на рис. 1.16,в).

Осреднение давления по подошве фундамента и приня тие допущения о его линейном распределении оправдано для расчета оснований и подбора размеров фундаментов, имеющих относинтельно высокую жесткость, поскольку в данном случае для оснонвания контактные давления я вля ются местной нагрузкой, и сунщественным для него окажется не характер распределения , венличина и направление равнодействующей давления . Последние факторы и окажут решающее влия ние на величину и характер денформации основания .

Для расчета и проектирования гибких фундаментов, т. е. фунндаментов, имеющих сравнительно небольшую жесткость, следует учитывать очертание эпюры контактных давлений, так как в даом случае осреднение давления приведет к большим погрешнонстя м в расчете.

3. Поня тие о критических нагрузках на грунт. Расчетное сопротивление грунта.

Для оценки прочности и устойчивости оснований фундаментов в настоя щее время используют теорию предельного напря женного состоя ния . В основу этой теории положёно"поня тие о предельном равновесии грунта.

Предельным равновесием основания называют такое напря женное состоя ние, при котором любое достаточно малое велинчение внешней нагрузки или малейшее меньшение,.прочности грунта... приведет к нарушению становившегося равновесия и вызовет потерю стойчивости грунта, сопровождающуюся .вынпором" грунта из-под подошвы фундамента со значительным нарастанием осадки. Теория предельного равновесия рассматнривает задачи стойчивости грунтовав основания х фундаменнтов.

В настоя щее время разрабонтаны достаточно эффективные методы, позволя ющие решать задачи стойчивости грунтов в словия х предельного равнонвесия .

Было рассмотрено денформирование основания под действием возрастающей внешнней нагрузки в пределах четынрех фаз напря женного состоя ния грунта и замечено, что в преденлах 'Первых двух фаз - пругих деформаций, плотнения и лонкальных сдвигов - зависимость между осадкой и действующим давлением считается линейной, под края ми штампа развиванются зоны пластических дефорнмаций.

Рассматривая словия вознникновения предельного равновенсия в основании фундамента под

действием нагрузки, давление от которой находится в пределах первых двух фаз напря женного состоя ния , можно получить знанчение давления , соответствующее развитию зон предельного равнновесия под края ми штампа на глубине -гтах (рис. 1.17, ):

удельный вес грунта, залегающего выше подошвы фунданмента; v. Ф и с Чсоответственно дельный вес, гол внутреннего трения и сцепление грунта, залегающего под подошвой фунданмента, ZmaxЧмаксимальная ордината развития области предельнного равновесия в грунте.

Формула (1.11) получена в результате решения плоской заданчи при загружении однородного основания полосовой равномерно распределенной нагрузкой (рис. 1.17,6). При рассмотрении дан-ной задачи определение напря жений производилось по формулам теории пругости, развитие областей сдвига рассматривалось с позиций теории предельного равновесия .

Принимая zmax = 0, из выражения (1.11) можно получить кринтическое давление, при котором зоны предельного равновесия только начинают зарождаться под края ми равномерно распреденленной нагрузки:

Однако в практических расчетах используют не критическое давление, а некоторую величину, превышающую его по абсолютнному значению, поскольку опытными данными доказано, что разнвитие небольших по объему областей сдвига под края ми фунданментов не нарушает линейной зависимости между напря жения ми и деформация ми.

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). Подставля я это значение в формулу (1.11), получим значение краевой критической нагрузки на грунт основания :

Ч коэффициенты несущей способности.

Формулу (1.13) используют в практических расчетах для опнределения расчетного сопротивления грунта при условии введенния специальных коэффициентов, называемых коэффициентами словий работы и надежности, которые позволя ют учитывать коннструктивные особенности фундаментов, специфику конструктивнной схемы возводимых зданий и сооружений, также различие физико-механических свойств грунтов оснований.

Нормы проектирования требуют ограничивать напря жения по подошве фундаментов расчетным сопротивлением грунта основанния , так как это я вля ется словием применимости для грунтов модели линейно деформируемой среды, позволя ющей 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 напря женного -состоя ния , при относительно незначительнных осадках, но и нагрузку, при которой произойдет потеря стойчивости грунта, сопровождающая ся выпором грунта из-под подошвы фундамента и значительным возрастанием осадки.

Предельное значение давления на грунт основания получено в результате решения задачи об словия х предельного равновесия (рис. 1.18), предусматривающих образование областей предельнонго равновесия 2, зоны плотнения 3 и поверхностей скольжения 4, по которым происходит перемещение грунта.

При центральном нагружении среднее предельное давление определя ют по формуле

где Nv, Nq и Nc - коэффициенты несущей способности, определя енмые по табличным данным НиПа. Если давление от внешней нагрузки превысит это значение, то произойдет потеря устойчинвости основания .

Выражение (1.14) положено в основу назначения силы прендельного сопротивления оснований, предлагаемой действующими нормами с четом коэффициентов словий работы и надежности. Предельно возможные давления на.грунты оснований, как пранвило, сопровождаются ростом значительных осадок (исключения составля ют только скальные основания ), что с точки зрения экснплуатационной пригодности не может служить довлетворительнным словием функционирования зданий и сооружений, поэтому ограничению по предельному давлению предшествует введение ограничения по предельной осадке.

Предельно возможные деформации сооружений регламентиронваны нормами на основании обобщения и статистического аналинза практического опыта эксплуатации различных зданий и соорунжений.

Средние осадки, допускаемые для промышленных и гражданнских зданий и сооружений, колеблются в пределах от 10 до 20 см. Большая деформация допускается для зданий, имеющих больншую жесткость. Для зданий и сооружений, имеющих значительнную жесткость (дымовые трубы, силосные корпуса и др.), прендельно 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 состоя ния оснований и сооружений. Виды деформаций сооружений и их допустимые значения . расчет по предельным деформация м.

Как же отмечалось выше, основания и фундаменты зданий и сооружений должны быть надежными и экономичными. Чрезмернное повышение надежности фундаментов ведет к величению их размеров, а следовательно, и расхода материалов, т. е. вызывает худшение экономичности, выражающейся в основном в дорожаннии и величении объемов строительных работ. В свою очередь, стремление к повышению экономичности может привести к снинжению надежности. Поэтому целью проектирования я вля ется вынбор такого оптимального решения , которое позволило бы запронектировать надежную и экономичную конструкцию фундамента и его основания . Найти такое решение позволя ет приня тая вметодика расчета по предельным состоя ния м.

В основу положено предположение о том, чтобы силия , напря нжения деформации и перемещения , возникающие в основания х и элементах конструкций фундаментов зданий и сооружений, были близки к становленным предельным значения м, но не превышали

Чем ближе искомое расчетное значение к предельному, тем эконномичнее будет проектируемый фундамент, ограничение расчетнных силий и деформаций предельными значения ми позволя ет обеснпечить необходимую надежность приня того конструктивного решенния . Предельные состоя ния подразделя ют на две группы.

Первая группа - по.несущей способности. При расчете по этой группе предельных состоя ний должны быть исключены все вознможные формы разрушений, которые могут произойти в результанте потери прочности или стойчивости под действием силовых факторов, обусловливаемых в основном действующими нагрузканми или в результате неблагоприя тных (агрессивных) воздействий внешней среды.

Вторая группа - по деформация м. При расчетах по данной группе предельных состоя ний должны быть исключены факторы, затрудня ющие нормальную эксплуатацию зданий и сооружений, вызываемых чрезмерными осадками, прогибами, выгибами, кренанми, глами поворота, развитием трещин, также амплитудами конлебаний при динамических воздействия х

Передача сооружения ми нагрузки на грунты оснований через систему фундаментов может привести к развитию неравномерных осадок, что вызовет поя вление дополнительных силий в конструкнция х зданий. Эти силия могут привести к образованию трещин, в некоторых случая х Ч к авария м сооружений. Поэтому расчет оснований выполня ют прежде всего по деформация м, т. е. по втонрой группе предельных состоя ний.

При слабых грунтах может произойти и потеря устойчивости оснований фундаментов, поэтому в таких случая х необходимо пронизводить дополнительный расчет основания и по первой группе предельных состоя ний.

Целью расчета оснований и фундаментов по предельным состоня ния м должно быть назначение таких размеров и выбор такого конструктивного решения , чтобы в основания х и элементах фунданментов не возникало ни одного предельного состоя ния .

Проектирование оснований по второй группе предельных состоя ний

Основной целью расчета оснований по второй группе предельнных состоя ний, (по деформация м) я вля ется ограничение перемещений фундаментов такими предельными. значения ми, которые гарантируют нормальную эксплуатацию и требуемуюfдолговечность, зданий и сооружений,"исключая возможность проя вления значительных неравномерностей осадок, свя занных с поя влением кренов, изнменения 1у^ктнь1х отметок и положении конструкций и их соединений..

Расчет оснований по деформация м предполагает, что прочность и трещиностойкость самих фундаментов и фундаментных констнрукций должны быть проверены по результатам дополнительных расчетов.

Так как проектирование оснований начинают с назначения глунбины заложения фундамента, то ограничение осадки последнего производя т назначением определенных размеров подошвы, огранничение возможных неравномерностей осадок часто добиваются за счет варьирования размерами подошвы, тем самым меньшая или величивая давление в грунте основания , что позволя ет регулиронвать осадки отдельных фундаментов.

Расчет оснований по деформация м требует выполнения следуюнщего условия :

где s - деформация основания , определя емая по результатам сонвместной работы основания и сооружения ; su - предельное знанчение совместной деформации основания и сооружения , устанавнливаемое в соответствии с данными табл. 4.3.

Если основания сооружений сложены горизонтальным, выдернжанными по толщине слоя ми грунтов (уклоне не более 0,1), то предельные значения осадок допускается величивать на 20%.

Для сооружений со сплошными плитными фундаментами, типы которых перечислены в табл. 4.3 в позиция х I - 3, предельные знанчения средних осадок допускается величивать в 1,5 раза.

В некоторых случая х на основании обобщения опыта проектинрования , строительства и эксплуатации отдельных зданий допунскается принимать предельные значения деформаций основания , несколько отличающиеся от приведенных в табл. 4.3.

Расчет осадок оснований под фундаментами зданий и сооруженний выполня ют методами, изложенными в курсе механики грунтов, учитывающими совместную работу основания с сооружением [ленвая часть формулы (4.6)]. Предельно допустимые деформации (правая часть) определя ются в основном эксплуатационными тренбования ми, предъя вля емыми к сооружению. чет совместной ранботы основания и сооружения выполня ют, как правило, с помощью

ЭВМ.

Расчет основания по словию (4.6) я вля ется основным, причем чем ближе по значению 'друг к другу будут левая и правая части, тем экономичнее запроектировано основание. Для нахождения вознможной неравномерности осадок в общем случае требуется опренделение осадки каждого фундамента здания или сооружения с чентом специфики грунтовых словий строительной площадки и сов-

местной работы здания с его основанием. Такой расчет даже с принменением ЭВМ часто оказывается очень трудоемким, поэтому для оценки возможной неравномерности осадок определя ют абсолют-' ную осадку отдельного, наиболее нагруженного фундамента smax и среднюю осадку сооружения s, сравнивая их с предельно допустинмыми, определя емыми по табл. 4.3:

Средня я осадка сооружения

где AI, A2,..., Ап - площади однотипных фундаментов, имеющих приблизительно одинаковую осадку; sb s2,..., sn - осадки отдельнных фундаментов; щ, п2,..., пп - число однотипных фундаментов.

Такой метод позволя ет ограничиваться определением осадки одного-двух наиболее нагруженных фундаментов и средней осадки здания , так как становлено, что неравномерность осадки функнционально зависима от средней и абсолютной наибольшей осадки.

В настоя щее время при определении деформаций оснований иснпользуют расчетные методы, основанные на линейных зависимонстя х между деформация ми и напря жения ми. Однако, как же казывалось, данные зависимости спранведливы лишь в пределах относительнно небольших напря жений, поэтому по НиПу рекомендуется ограничивать давление по подошве фундамента раснчетным сопротивлением грунта оснонвания :

где р - среднее давление по подошве фундамента от основного сочетания расчетных нагрузок при расчете по второй группе предельных состоя ний; R - расчетное сопротивление грунта основания , соответствующее давлению, при котором зоны пластических денформаций грунта под подошвой фунндамента незначительно нарушают линнейную зависимость между деформация ми и напря жения ми для всего основания .

Расчетное сопротивление грунта основания под подошвой фунндамента (рис. 4.7)

где с-1 - коэффициент словий работы грунтов основания ; yes - то же, сооружения во взаимодействии с грунтами основания , приннимаемые по табл. 4.4; k - коэффициент, принимаемый равным feЧ1, если характеристики срп и сц определя ются по данным непонсредственных испытаний образцов грунта, и £=1,1, если они приннимались по табличным данным НиПа; M4t Mq и Мс Ч безразнмерные коэффициенты, принимаемые по данным табл. 4.5 в завинсимости от угла внутреннего трения <рц; kz - коэффициент, приннимаемый равным kz=l при &<10 м, Чfez==2o/&+0,2 при 6^10 м (20=8 м); Ь - ширина подошвы фундамента; пЧосредненное раснчетное значение дельного веса грунтов, расположенных ниже пондошвы фундамента в пределах слоя толщиной 0,56 (при наличии подземных вод определя ется с четом взвешивающего действия воды)

у'пЧ то же, залегающих выше подошвы; d\ Чглубина заложения фундаментов от ровня планировки для бесподвальных зданий или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала

hs - высота слоя грунта от подошвы фундамента до низа констнрукции подвала; hcf - толщина пола в подвале; с/Ч расчетный дельный вес пола подвала; db - глубина подвала - расстоя ние от пола подвала до ровня планировки (для сооружений, имеющих ширину подвала 5^20 м и глубину более 2 м, d&=2 м, при ширинне подвала Б>20 м - rffe = 0); с\\ - расчетное значение дельного сцепления грунта несущего слоя , залегающего ниже подошвы фунндамента.

Если для подвальной части здания в результате расчета оканжется , что приведенная глубина заложения фундамента от пола подвала больше, чем глубина заложения фундамента до ровня планировки, т. е. \d\>d, то в формуле (4.10) принимается d\=d, a db=Q.

Для зданий, имеющих гибкую конструктивную схему, сЧ1. При промежуточных значения х соотношения L/H коэффициент словий работы с2 определя ют с помощью линейной интерполя ции.

Сооружения ми с жесткой конструктивной схемой считают со-оруженля , -имеющие несущие и ограждающие конструкции, котонрые приспособлены для восприя тия дополнительных силий от денформаций основания .

Приведенные в табл. 4.5 значения коэффициентов Mv, Mq и Мс соответствуют развитию зон пластических деформаций под края ми фундамента на глубину 0,256. При значения х коэффициентов слонвий работы (табл. 4.4) больше единицы происходит некоторое увенличение развития этих зон, однако, как показал опыт эксплуатанции фундаментов зданий и сооружений, это не нарушает линейной зависимости между напря жения ми и деформация ми.

Формулу (4.10) допускается применя ть для фундаментов, имеющих любую форму в плане. Для подошвы фундамента в форнме правильного многоугольника или круга 6=УЛ.

Если конструкция фундамента улучшает словия его совместнной работы с основанием, то расчетное сопротивление разрешаетнся величивать при соответствующем обосновании. При расчете фундаментных плит, имеющих гловые вырезы, расчетное сопронтивление грунта основания можно величить до 15%.

Расчетное давление грунта основания допускается величивать в 1,2 раза, если оказывается , что вычисленные деформации оснонвания составля ют менее 40% от предельно допустимых, причем увеличенное давление по подошве фундамента не должно вызынвать деформации основания свыше 50% предельно допустимых и не превышать значения предельно допустимого давления , получеого в результате расчета по первой группе предельных состоя ний.

Расчет деформаций оснований разрешается не производить, ограничивая сь выполнением словия (4.9), которое требует, чтобы давление по подошве фундамента не превышало расчетного сопронтивления грунта основания , только при выполнении одного из следующих

1. Степень изменчивости сжимаемости оснований меньше прендельной. Степень изменчивости Е определя ют отношениема наинбольшего значения приведенного по глубине модуля деформации в пределах плана сооружения к его наименьшему значению, принчем значение модуля а получают как средневзвешенное (осредненное) c четома изменения а сжимаемости грунтова поа глубине и ав планеа сооружения . Ва некоторых случая х предельное значение степени изменчивости определя ют по средним осадкам.

2. Инженерно-геологические словия района строительства отнвечают требования м типового проекта.

3. Грунтовые-условия района строительства здания или соорунжения относя тся к одному из шести вариантов, казанных в табл. 4.6.

Данными табл. 4.6 разрешается пользоваться для зданий, в которых площадь отдельных фундаментов под несущие конструкнции отличается не более чем в 2 раз'а, также и для других соноружений при аналогичных конструкция х и нагрузках.

При наличии в сжимаемой толще основания слабого (сильнонсжимаемого) грунта (рис. 4.8), прочность которого значительно меньше прочности вышележащих слоев, размер фундамента на-

означают таким, чтобы в слабом слое выполня лось условие

где агр - дополнительное вертикальнное напря жение на глубине г от нангрузки на фундамент azp - a(pЧ<7zg0) ((Тгро Ч напря жения от собственного веса грунта в ровне подошвы фунданмента) ; o2g - вертикальное напря женние на глубине z от подошвы фунндамента от собственного веса грунта; Rz - расчетное сопротивление слабого грунта на глубине г, определя емого по формуле (4.10) для словного фунданмента ABCD (рис. 4.8) шириной bz. Характеристики, входя щие в форнмулу (4.10), определя ют для слоя слабого грунта. Ширину подошвы словного фундамента находя т из выражения

где N - вертикальная нагрузка на фундамент на ровне подошнвы; / и Ъ - соответственно длина и ширина фундамента.

Для ленточного фундамента Ьг=Аг/1.

При использовании ленточных прерывистых фундаментов раснчетное сопротивление грунта основания , вычисля емое по формуле (4.10), допускается принимать с повышением на коэффициент kd, принимаемый по данным табл. 4.7.

При промежуточных значения х е и IL значение kd определя ют интерполя цией.

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, конторая назначается на основании ограничения давления в основаннии расчетным сопротивлением грунта основания по словию (4.9), обеспечивая тем самым выполнение требований второй группы предельных состоя ний. Если грунтовые словия строинтельной площадки и тип возводимого здания и сооружения требунют расчета деформаций, то проверя ют выполнение условий (4.6) и (4.7), причем расчет осадок выполня ют методами послойного суммирования , эквивалентного слоя или линейно деформируемонго слоя конечной толщины. Иногда по результатам расчета осандок требуется уточня ть предварительно приня тый размер подошнвы фундамента.

Центрально-нагруженным считается фундамент, равнодействунющая внешних нагрузок которого проходит через центр тя жести его подошвы. Основная трудность при проектировании оснований

и фундаментов заключается в том, что разнмеры фундамента назначают, исходя из расчетного сопротивления грунта основанния , в то время как оно я вля ется перемеой величиной и зависит от размеров пондошвы фундаментов [первое слагаемое, стоя щее в квадратных скобках формулы (4.10), зависит от ширины подошвы фунданмента &]. Это приводит к необходимости выполня ть расчет с помощью последовантельных приближений.

Назначив глубину заложения фундаменнта, определя ют максимальное расчетное значение внешней нагрузки, действующей на его верхний обрез N0 u от основного сончетания для расчета оснований по второй группе предельных сонстоя ний.

Рассматривая словие статического равновесия фундамента (рис. 5.11), из которого следует, что нагрузка от веса здания N0ut веса грунта обратной засыпки на обрезах фундамента ЛГрп и венса самого фундамент должна равновешиваться средним ренактивным давлением по подошве фундамента р, получим

Значение р, полученное из формулы (5.1), должно довлетвонря ть словию p^R't причем чем ближе давление по подошве к расчетному сопротивлению грунта основания , тем более экононмичное решение получается в результате расчета. В практике сонвременного проектирования считается , что фундамент имеет эконномически 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 казывалось выше, в реальных словия х контактные напря жения имеют кринволинейное очертание по подошве фундамента, поэтому их осредннение оказывается оправданным только для жестких фундаменнтов, в некоторых случая х и для фундаментов, имеющих конечнную жесткость, так как не вносит существенных погрешностей в окончательный результат расчета. При проектировании гибких фундаментов следует учитывать криволинейность очертания эпюнры контактных напря жений, 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 зансыпки М-р п, вес фундамента #фц и расчетное сопротивление

грунта основания R я вля ются неизвестными величинами. Поэтонму в первом приближении принимают R=R0, где ^0 Ч условное расчетное сопротивление грунта основания , а вес грунта обратной засыпки и вес фундамента зависит от объема параллелепипеда АБВГ и дельного веса материалов, его составля ющих (рис. 5.11). Тогда с некоторым приближением можно приня ть:

где р - коэффициент, учитывающий меньший дельный вес груннта по сравнению с дельным весом материала фундамента; Ф~ дельный вес материала фундамента. В практических расчетах принимаюта = 20 кН/м3.

Условное расчетное сопротивление грунта основания для фунндаментов, имеющих ширину 6 = 1 м и глубину заложения d=2 м, находя т по данным табл. 5.1 и 5.2.

При промежуточных значения х е и /L словное расчетное сонпротивление грунта основания определя ют по интерполя ции.

Значения ми ^0 допускается пользоваться для окончательного назначения размеров фундаментов зданий класса при опреденлении 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 осннований, сложенных крупнообломочными и песчаными грунтами, кроме пылеватых песков, &i = 0,125, пылеватыми песками, супеся нми, суглинками и глинами - 0,05; А2 - коэффициент, принимаенмый для оснований, сложенных крупнообломочными и песчаными грунтами, &2 = 0,25, супеся ми и суглинками - 0,2 и глинами - 0,15; Y'II - дельный вес грунта, расположенного выше подошвы фундамента.

Рассматривая наиболее экономически целесообразное решенние фундамента, примем в формуле (5.1) p = R0, учитывая вынражение (5.2), получим в первом приближении площадь подошнвы фундамента в виде

Далее подбирают размеры подошвы фундамента. Для ленточнных фундаментов расчет ведется на 1 м длины, следовательно ширину подошвы находя т по формуле 6 = Л/1.

Для фундаментов, имеющих пря моугольную подошву, предванрительно задаются соотношением сторон r\ = l/b, тогда ширина подошвы фундамента 6 = Л/Т], для круглых фундаментов D = = 2^А/п и квадратных d=А.

По полученным значения м 6, I, D конструируют монолитный фундамент в соответствии с предъя вля емыми к нему конструктивнными требования ми или выбирают ближайший большой блок-пондушку сборного фундамента.

По результатам расчета проверя ют выполнение словия (4.9), если оно выполня ется , расчет заканчивается , если нет, то во втонром приближении точня ют размеры подошвы фундамента и т. д. до тех пор, пока среднее давление по подошве фундамента не бундет отличаться от расчетного сопротивления не более чем на 5... 10% в меньшую сторону. В практике проектирования количенство приближений обычно не превышает 2 или 3. Следует заментить, что значение р и R, входя щих в словие (4.9), в каждом приближении необходимо определя ть для одних и тех же разменров подошвы фундамента.

В некоторых случая х добно определя ть размеры подошвы фундамента графическим способом. Для этого формулу (5.1) ненобходимо записать относительно искомой величины в виде

Для ленточного фундамента это выражение представля ет сонбой уравнение гиперболы, поскольку А = Ь-\, для квадратного или пря моугольного Ч параболу, так как Л = &2 или A=r\b2 сонответственно.

Выражение для расчетного сопротивления грунта основания (4.10) представля ет собой равнение пря мой линии относительно

Ъ. Значение искомой величины, в данном случае ею я вля ется ширинна подошвы фундамента, получают по точке пересечения двух линий на графике (рис. 5.12). Для полунчения кривой (5.6) требуется не менее трех точек (значений Ь), по которым определя ют три значения р (кривая /). Пря мую 2 строя т по двум значения м Ь, одно из которых принимают равным нулю, вычисля я два значения R по формуле (4.10).

При наличии в основании слоя слабого грунта размеры подошнвы фундамента необходимо назначать с четом выполнения слонвия .

6. Расчет осадок фундаментов по методу элементарного суммирования . Основные допущения и словия применимости.

Осадки, возможные в период строительства и эксплуатации, определя ют, используя решения теории линейно деформируемых сред. Как же отмечалось выше, основное словие применимости к грунтам теории линейного деформирования заключается в том,

чтобы напря жения по подошве фундамента находились в пределах первых двух фаз нанпря женного состоя ния грунта, т. е. соблюданлось словие p^R. Помимо данного в ментоде послойного сумминрования используют и другие прощающие гипотезы. В частности, считается , что осадка зависит только от вернтикального давления , создаваемого фунданментом сооружения , другие компоненты нанпря жений не учитыванются . Предполагается также, что боковое раснширение 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 напря жения ми от собственного веса грунта на ровне центра подошвы фундамента ozg о, так как считается , что грунты основания плотнились от действия собственного веса грунта задолго до начала строительнства, т. е.

Зная дополнительное давление, определя ют его распределение в толще грунтового основания (рис. 6.1) под центральной точкой подошвы фундамента с помощью формулы (1.4) огр = сфо. В свя нзи с тем что вертикальные напря жения в грунте основания бынвают постепенно и равны нулю в бесконечности, сжимаемую толнщу основания Нс ограничивают глубиной, на которой вертикальнные напря жения от действия дополнительного давления не превыншают 20% одноименных напря жений от собственного веса грунта

Если найденная по этому условию нижня я граница сжимаемой толщи находится в слое грунта, модуль пругости которого £< <5 Па, или такой слой залегает непосредственно под нею, то его включают в сжимаемую толщу основания , назначая Нс, исхондя из словия :

В целя х прощения расчетов на эпюру вертикальных напря женний в равном масштабе накладывают вспомогательную эпюру напря жений от собственного веса грунта, значения абсцисс котонрой составля ют 20 или 10% (в зависимости от грунтовых словий) соответствующего значения напря жения от собственного веса грунта. Точка пересечения вспомогательной эпюры с эпюрой вернтикальных напря жений от дополнительного давления и будет нижней границей сжимаемой толщи грунта основания .

Отыскав значения <зг? в пределах сжимаемой толщи основанния , ее разбивают на элементарные слои, высота которых не должна превышать 0,46, где Ъ - ширина подошвы фундамента. Данное словие (г^^0,46) следует соблюдать для обеспечения необходимой точности расчета. Если известно среднее напря женние в одном элементарном слое грунта (см. рис. 6.1), можно легнко отыскать его осадку по формуле

Тогда полную осадку фундамента можно найти простым сумнмированием осадок всех элементарных слоев в пределах сжимаемой толщи с помощью выражения

где р Чкоэффициент, завися щий от коэффициента бокового раснширения v (нормы рекомендуют принимать бетта = 0,8 для всех груннтов тем самым учитывая некоторую словность расчетной схенмы);а - среднее напря жение в t-м элеменнтарном слое;а Ч высота 1-го слоя грунта;а - модуль деформанции /-го слоя грунта.

Метод послойного суммирования позволя ет определя ть осадку. не только центральной точки подошвы фундамента. С его понмощью можно вычислить осадку любой точки в пределах или вне. пределов фундамента. Для этого следует воспользоваться метондом "угловых точек, позволя ющим строить эпюру напря жений на вертикали, проходя щей через точку, для которой требуется раснчет осадки. Аналогично, метод гловых точек позволя ет, честь, дополнительную осадку проектируемого фундамента, возможную в результате влия ния ря дом расположенных соседних фунданментов.

7. Методы искусственного лучшения оснований.

Учитывая рациональные словия землепользования , для строинтельства городов и других жилых объектов следует использовать территории, которые по каким-либо причинам непригодны для сельского хозя йства, в частности заболоченные территории и тернритории, имеющие сложный рельеф - овраги, балки, также нансыпные грунты отвалов производства и др. Строительные плонщадки в этих словия х оказываются сложенными, как правило, из слабых грунтов, использование которых в словия х природнонго залегания приводит к развитию значительных неравномерных осадок фундаментов зданий, иногда и потере стойчивости груннтов оснований. В таких случая х даже применение свайных фунндаментов не всегда приводит к меньшению неравномерностей осадок и величению несущей способности основания , поэтому в данном случае наиболее целесообразным оказывается искусстнвенное лучшение работы и физико-механических свойств груннтов оснований.

К конструктивным методам лучшения работы грунтов оснонваний относя тся стройство грунтовых подушек, шпунтового огнраждения , использование боковых пригрузок и армирование грунта.

Уплотнение грунтов осуществля ют с помощью поверхностного и глубинного плотнения (причем последнее выполня ют путем вибрирования , применения камуфлетных взрывов, стройства грунтовых и песчаных свай), также статической нагрузкой с иснпользованием вертикальных дрен и искусственного водопонижения .

Для закрепления грунтов применя ют химические и электрохинмические, термический методы, цементацию, смолизацию, битуминнизацию и глинизацию. Иногда после закрепления слабые груннты оснований превращаются в прочную полускальную породу, ненсущая способность которой в деся тки раз выше первоначальной.

Выбор метода лучшения работы и свойств оснований зависит от особенностей напластования грунтов и их свойств, нагрузок, действующих на фундамент, также конструктивных особеннонстей зданий и сооружений.

8. Классификация свай и свайых фундаментов. методы определения несущей способности свай.

Свая ми называют погружаемые или сформированные в грунте в вертикальном или наклонном положении относительно длинные стержни, передающие нагрузки на основание за счет лобового сонпротивления и трения грунта по боковой поверхности.

Фундаменты из свай часто применя ют при наличии в верхней зоне грунтов основания слабых грунтов, когда возникает необходимость передачи нагрузки от сооружения на более плотные груннты, залегающие в данном случае на некоторой, иногда значительнной, глубине.

В словия х современного городского строительства свайные фундаменты используют очень широко. Большинство жилых и обнщественных зданий с количеством этажей более девя ти возводя т на свайных фундаментах. Это объя сня ется их повышенной несунщей способностью по сравнению с фундаментами, возводимыми в открытых котлованах, также сравнительно меньшей трудоемконстью земля ных работ.

Различают свайные фундаменты с низким ростверком, променжуточным и высоким.

Низкий ростверк (рис. 9.1, ) расположен ниже спланироваой поверхности земли. Явля я сь частью свайного фундамента и взанимодействуя с грунтом основания , он способен передавать часть вертикального давления на основание по своей подошве и восприннимать горизонтальные силия . При стройстве 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 мероприя тия , направленные на снижение вреднного воздействия в результате промерзания .

В свайном фундаменте с низким ростверком в совместной рабонте частвуют сам ростверк, сваи и грунт, находя щийся в межсвайнном пространстве, причем сваи работают в основном на сжатие.

Промежуточный ростверк страивают непосредственно на понверхности грунта без заглубления (рис. 9.1,6) и используют при стройстве свайных фундаментов на непучинистоопасных грунтах. В свя зи с тем что верхние слои грунта, как правило, имеют низнкую несущую способность, промежуточные ростверки не могут пенредавать вертикальное давление по своей подошве.

Высокие ростверки расположены на некотором расстоя нии от поверхности земли (рис. 9.1,в). Свайный фундамент с таким ростнверком применя ют под внутренние стены гражданских и жилых зданий с техническими подполья ми, мостовые опоры и др.

Для величения жесткости при действии горизонтальных нагрунзок, кроме вертикальных, забивают и наклонные сваи. Такие коннструкции рассчитывают как плоские или пространственные рамы, в которых ростверк считается жестким или гибким ригелем, сваи вертикальными или наклонными стойками, работающими на изгиб, внецентренное сжатие или растя жение.

В практике городского строительства применя ют следующие типы свайных фундаментов; из одиночных свай, ленточных свайнных фундаментов, свайных кустов и сплошных свайных полей.

Фундаменты из одиночных свай используют только под легкие, как правило, каркасные здания , когда нагрузку, передаваемую конлонной, может восприня ть одна свая . В некоторых случая х принменя ют так называемые сваи - колонны которые, я вля я сь однонвременно и свая ми и колоннами здания , приводя т к существенному снижению трудоемкости строительно-монтажных работ.

Ленточные фундаменты применя ют в основном под несущие стены и другие протя женные конструкции. Сваи в фундаменте раснполагают в один, два или более ря дов в линейном или шахматном поря дке (рис, 9.2, ). При многоря дном расположении свай ленточнный фундамент, имея большую жесткость, способен воспринимать внецентренно приложенную нагрузку без изгиба свай, в то время как при одноря дном 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 мероприя тий удается предотвратить развитие изгиба свай в плоскости, перпендикуля рной оси, прохондя щей через обе сваи.

Сплошные свайные поля (рис. 9.2,е) применя ют под тя желые многоэтажные и башенные сооружения , имеющие небольшие габанриты в плане. Свайным полем часто называют также систему свай, размещенных на строительной площадке под строя щееся соноружение. Поля могут состоя ть из одиночных свай, кустов или системы свай под ленточные фундаменты.

Широкое применение в городском строительстве свайных фунндаментов обусловлено возрастанием нагрузки от возводимых зданний и сооружений, увеличением объемов строительства на плонщадках с неудовлетворительными грунтовыми словия ми, в ненкоторых случая х возможностью получения более простых и экононмически выгодных решений конструкций подземных частей зданий.

Сваи различают по словия м изготовления и погружения , мантериалу из которого изготовля ются , по способу передачи нагрузки на грунты оснований, также по размерам и формам поперечного и продольного сечений.

Способы погружения и типы свай.

В практике строительства сваи, изготовля емые на заводах пронмышленности строительных материалов, погружают в грунт с понверхности земли или дна котлована с помощью следующих спосонбов: забивки с помощью сваебойных молотов; погружение с помощью вибропогружателей и вибромолотов;а вдавливанием статиченской нагрузкой; завинчиванием.

Забивные сваи погружают в грунт с помощью забивки специнальными сваебойными молотами. Для обеспечения целостности сваи при забивке на голову (верхнюю часть) сваи надевают спенциальный металлический наголовник, в который помещают пронкладку из дерева, резины и других пругих материалов, которые хотя и несколько снижают эффективность дара, однако предотнвращают от разрушения материал сваи внутри наголовника. Понгружение сваи будет достаточно эффективным и не займет много времени, если вес дарной части молота будет больше, чем вес сваи с наголовником.

Забивку свай трудно осуществля ть, если в основании находя тнся гравелистые, крупные, средней крупности плотные пески. В этом случае для обеспечения погружения свай применя ют подмыв груннта струя ми воды под острием свай. Иногда для меньшения сонпротивления грунта погружению сваи последн-ие забивают в преднварительно пробуренные лидерные скважины, длина которых долнжна быть не менее чем на 1 м меньше сваи, диаметр меньше,, чем диаметр или поперечные размеры сваи.

Погружение свай с помощью вибропогружателей и вибромолонтов выполня ют при наличии в основании песчаных водонасыщенных грунтов. При работе эксцентрикового центробежного вибратонра, становленного на головах свай, вертикальные колебания , пенредавая сь на грунт, приводя т к его разжижению, в результате чего свая погружается в грунт при резком снижении трения по ее бонковой поверхности.

После прекращения действия вибрации через некоторое время трение в грунте полностью восстанавливается , в некоторых слунчая х оказывается даже несколько большим, чем в первоначальнном состоя нии или при погружении свай с помощью забивки.

Вдавливание свай с помощью статической нагрузки обычно принменя ют в тех случая х, когда свайные фундаменты возводя т ря дом с же существующими здания ми, что часто имеет место в слонвия х массовой городской застройки или при реконструкции зданний, когда недопустимо поя вление вибраций, которыми сопровожндаются забивка и вибропогружение. Особое внимание следует обнращать на водонасыщенные пески и супеси, которые способны пнлотня ться под действием колебаний, претерпевая дополнительные осадки.

Погружение свай с помощью.завинчивания осуществля ют с понмощью специальных винтовых лопастей диаметром до 2 м, распонлагаемых у острия . Применение таких свай становится целесообнразным, если в верхней зоне основания залегают слабые грунты, подстилаемые плотными, малосжимаемыми грунтами, до которых и производя т завинчивание. Винтовые сваи чаще всего используют

для фундаментов, работающих на выдергивание, и для стройства анкеров. Для завинчивания металлических свай при наличии в основании податливых грунтов применя ют механизмы, аналогичнные буровым становкам. Тя желые железобетонные сваи с металнлическими лопастя ми большого диаметра погружают с помощью кабестана, представля ющего собой полую муфту, надеваемую на голову сваи и приводимую в медленное вращение электромотором с системой приводных шестерен. При завинчивании кабестан занкрепля ют с помощью специнальных анкеров.

Основные принципы рабонты механизмов, применя емых при погружении свай, также я х устройство освещены более подробно в курсе технологии

оснований сваи подразделя ют на сваи-стойки и сваи трения (вися чие сваи).

Сваи-стойки (рис. 9.3, ), прорезая толщу относительно слабых грунтов, передают нагрузку на практически несжимаемые грунты (скальные, полускальные или очень твердые пылевато-глинистые породы). Опирая сь на них, такие сваи практически не получают вертикальных перемещений, следовательно, силы трения по боконвой поверхности отсутствуют и дав-. ление передается только за счет лонбового сопротивления грунта под острием (пя той сваи). Следовантельно, этот тип свай работает пондобно сжатым стойкам, находя щимнся в упругой среде.

Сваи трения (рис. 9.3,6) погрунжают в сжимаемые грунты. В рензультате вертикального перемещенния под действием внешней нагрузнки по боковой поверхности сваи образуются силы трения FQ, под острием сваи будет действовать лонтовое сопротивление грунта F0. Сонпротивление грунта погружению сваи называют несущей способнонстью грунта основания . Для вися чей сваи эта величина будет сонстоя ть из двух составля ющих:

Для довлетворения словия расчета по второй группе предельнных состоя ний сваи рекомендуется погружать до относительно плотных грунтов, обеспечивая тем самым более полное использонвание несущей способности материала свай и предельно допустинмое значение осадки.

Поусловия м изготовления и погружения сваи разнделя ют на погружаемые в грунт в готовом виде и сваи, формируенмые в грунте оснований.

По материалу, из которого изготовля ют сваи, погружаемые в готовом виде, их подразделя ют на деревя нные, железобетонные, металлические и комбинированные.

Деревя нные сваи (рис. 9.4, ) в практике городского строительнства применя ют сравнительно редко из-за возможного загнивания древесины в грунте основания при переменной влажности, необнходимости экономии древесины и ограничения сортамента деренвя нных элементов. Такие сваи изготовля ют из бревен диаметром от 18 до 36 см и длиной от 4,5 до 12 м. При необходимости полученния свай большей длины их стыкуют из отдельных звеньев. Для предотвращения размочаливания головы сваи при забивке ее занщищают металлическим бугелем, нижний конец сваи заостря ют для облегчения погружения .

Железобетонные сваи в настоя щее время применя ют наиболее-часто, так как, промышленность строительных материалов выпунскает широкий сортамент таких свай, довлетворя ющий всем занпросам массового строительства. Железобетонные сваи имеют разнличные размеры и сечения . Чаще всего применя ют сваи с квадратнным сплошным (рис. 9.4,6), квадратным с круглой полостью (рис. 9.4,е) и полым круглым поперечным сечением (рис. 9.4,г), постоня нным по всей длине сваи.

Квадратные сваи изготовля ют с размером поперечного сечения от 20x20 до 40x40 см и длиной от 3 до 20 м.

При необходимости получения сваи большей длины их стыкунют из отдельных секций, имеющих для этой цели закладные детанли, позволя ющие создавать болтовое или сварное соединение.

Сваи, имеющие полое сечение, выпускают с наконечником и без него, в последнем случае погружение осуществля ется без данления грунта из внутренней полости.

В свая х станавливают продольную и поперечную спиральную арматуру. Продольную арматуру применя ют с предварительным напря жением или без него. Шаг спиральной арматуры в голове и у острия делают чаще, чем в середине сваи. Для восприя тия динанмической нагрузки при забивке и возникающих при этом значинтельных поперечных силия х голову сваи дополнительно армируют 3... 5 арматурными сетками (рис. 9.4,6).

Для исключения перенапря жения в сечения х свай при транснпортировании места строповки фиксируются специальными петля -

ми 1, расположенными на расстоя нии 0,2L от концов сваи, так чтобы в ней при подъеме возникали приблизительно равные изгинбающие моменты. Для подачи сваи на копер в ней предусматринвают отверстие на расстоя нии 0,3L от головы сваи, в которое станавливают штырь 2 подъемного троса. Сваи небольшой длины выполня ют без поперечного армирования в целя х экономии менталла.

Круглые пустотелые цилиндрические сваи изготовля ют 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 осонбенно целесообразны в качестве свай трения , так как имеют больншую площадь боковой поверхности на 1 м3 железобетона и, следонвательно, я вля ются более экономичными. Конструкция цилиндринческих свай позволя ет 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 поя вились новые конструктивные решения железобетонных свай, имеющих как постоя нное сечение по длине в виде треугольника, тавра, двутавра или крестообразное, так и переменное. В частности, применя ют пирамидальные (рис. 9.5, ), трапецеидальные (рис. 9.5,6), ромбовидные (рис. 9.5,е), продольнно расчлененные (рис. 9,5,г), образующие козлообразную констнрукцию после погружения в результате несимметричного заостренния , сваи с забивным оголовком (рис. 9.5,д) и булавовидные (рис. 9.5.f). Забивной оголовок плотня ет грунт при погружении и сам передает часть нагрузки на основание. В некоторых случая х принменение забивного оголовка позволя ет величивать несущую способность фундаментов в 1,5... 2 раза. Конструкции свай, поканзанные на рис. 9.5, обладают повышенной несущей способностью по сравнению со свая ми, имеющими постоя нное поперечное сеченние, однако их применение пока ограничено вследствие небольших объемов производства заводами строительных конструкций.

Металлические сваи, как правило, имеют трубчатое сечение, так как их изготовля ют из труб, реже - тавровое или двутавровое, также более сложное сечение, создаваемое сваркой прокатных пронфилей.

Комбинированные сваи представля ют собой конструктивные элементы, состоя щие из различных материалов. Например, ниже ровня подземных вод часть сваи выполня ют из дерева, верхннююЧ из железобетона. Иногда используют сваю, состоя щую в верхней части из железобетонной оболочки большого диаметра, которая объединя ет для совместной работы группу металлических свай, расположенных понизу. Комбинированные сваи применя ют также в виде металлической трубчатой оболочки, которую для придания большей жесткости и прочности заполня ют бетоном.

9. РАСЧЕТ Иа ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ

Несущая способность одиночной сваи определя ется из словий работы материала, из которого она изготовлена, и грунта, в кото--рый она погружается . Поэтому сопротивление сваи действию вернтикальной нагрузки определя ется как наименьшая из величин, вынчисля емых из словий прочности материла сваи и грунта, удернживающего сваю. В идеальном случае расчетная несущая способнность по материалу должна быть равна несущей способности по грунту, однако в реальных словия х такое словие трудновыполнинмо, поэтому для получения наиболее экономичного решения необнходимо стремиться , чтобы полученные расчетные несущие способнности были максимально близкими. Несущую способность свай по грунту и материалу рассчитывают по первой группе предельных состоя ний.

1. Несущую способность свай по материалу определя ют в фунндаментах с низким ростверком из словий прочности в плотных грунтах и устойчивости в слабых - на действие осевой вертикальнно приложенной сжимаемой силы, как центрально сжатого стержння . В высоких ростверках материал свай рассчитывают на дополннительное действие изгибающих моментов и горизонтальных сил.

Несущая способность железобетонной сваи по материалу

где N - силение от расчетных нагрузок, передаваемое на сваю; с Ч коэффициент словий работы fycЧ0,Ч 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 прондольного изгиба, учитываемый лишь для достаточно мощных слонев слабых грунтов, в остальных случая х ср=1; Y& - коэффициент словий работы бетона; Кь Ч призменная прочность бетона; А Ч площадь поперечного сечения сваи; As - то же, продольной армантуры; 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 сочентании); Fd - расчетная несущая способность сваи по грунту; -уь - коэффициент надежности (если несущая способность определена расчетом или по результатам динамических испытаний без учета пругих деформаций грунта, -^Ч1,4; если несущая способность найдена по результатам полевых испытаний грунтов эталонной сваей или сваей зондом и статического зондирования , а также по результатам динамических испытаний с четом пругих дефорнмаций грунта, 7ft=l25; если несущая способность сваи опреденлена по результатам полевых испытаний статической нагрузкой,

2. Определение несущей способности по грунту свай-стоек.

В свя зи с тем что грунт под нижним концом сваи-стойки значинтельно прочнее, чем грунт, который окружает ее боковую поверхнность, несущая способность будет зависеть только от прочности грунта под нижним концом сваи, которую определя ют из выранжения

где YCЧ 1 - коэффициент словий работы; R - расчетное сопронтивление грунта под нижним концом сваи. Для всех забивных свай, опирающихся на скальные и крупнообломочные грунты с песнчаным заполнителем, также в случае опирания на пылевато-глинистые грунты твердой консистенции Я - 20 мПа. Для набивнных свай и свай-оболочек, заполня емых бетоном, заделанных в невыветрелый скальный грунт без слабых прослоек не менее чем на 0,5 м:

Здесь Ксп - значение нормативного сопротивления скальной поронды сжатию в воднонасыщенном состоя нии; ^#=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 определя ют 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 поперечнонго сечения брутто, в противном случае - нетто.

При наличии в основании свай-стоек сильновыветрелых, вывет-релых и размя гчаемых грунтов нормативное сопротивление назна-

чают по результатам статических испытаний образцов грунта штампами или испытания свай статической нагрузкой.

3. Определение несущейа способности по грунту свайа трения .

Несущая способность свай трения по грунту зависит от его сопронтивления погружению сваи, которое развивается как под нижним концом сваи, так и по ее боковой поверхности.

Ва настоя щее время достаточно широкое распространение пондучили следующие методы определения несущей способности: практический, основывающийся на табличных данных НиПа, диннамический, статического зондирования и испытания свай статиченской нагрузкой.

В практическом методе несущая способность свай трения зави-сит от двух слагаемых, представля ющих собой сопротивление груннта под нижним концом и боковой поверхности сваи, и определя етнся из выражения

где Yc=lЧ коэффициент словий работы сваи; с% и ycfЧсоотнветственно коэффициенты словий работы грунта под нижним концом и по боковой поверхности сваи, принимаемые по данным табл. 10.1 в зависимости от способа погружения и грунтовых слонвий на строительной площадке; R - расчетное сопротивление груннта под нижним концом сваи, определя емое по табл. 10.2; А - плонщадь поперечного сечения сваи или площадь камуфлетного ши-рения , определя емая 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 применя ть для забивных свай, именющих квадратное, квадратное с круглой полостью, пря моугольное и полое круглое сечение диаметром до 0,8 м.

Несущую способность набивных свай, в том числе с ширенно пя той, свай-оболочек и свай-столбов также находя т по формунле (10.6). Различие заключается в значения х коэффициентов слонвий работы и расчетного сопротивления грунта под нижним концом сваи. В частности, при опирании на лёссовые и лёссовидные грунты с=0-8, в остальных случая х yc=-\,Q. При использование свай, имеющих камуфлетное ширение, -уся =Д а при бетонировании свай подводным способом 7cR = 0,9. Расчетное сопротивление грунта основания К для свай, формируемых в глинистых грунтах, принимают по табличным данным НиПа, для песчаных грунтов R определя ют по формулам, исходя из словий предельного равнновесия массива грунта под сваей. Коэффициент словий работы ст находя т по таблицам норм в зависимости от способа изготовнления свай и типа грунтов строительной площадки. Значение Д определя ют по табл.

10. стройство фундаментов на основания х, сложенных слабыми грунтами

Слабыми считаются насыщенные водой сильносжимаемые грунты, которые при обычных скоростя х приложения внешних нагрузок, свойственных строительному периоду, теря ют прочность. К таким грунтам относя тся пористые пылевато-глинистые грунты в текучем или текучепластичном состоя нии, илы, пески в рыхлом состоя нии и заторфованные грунты. Однако перечисленные типы грунтов в словия х природного залегания могут воспринимать небольшие, медленно возрастающие нагрузки.

Состоя ние слабых грунтов оценивают с помощью индекса чувнствительности

где TI и Т2 Щ соответственно предельные сопротивления грунта сдвигу при ненарушенной и нарушенной структуре.

Илы, ленточные озерно-ледникового происхождения и поль-диевые глины, я вля я сь слабыми грунтами, очень чувствительны к перемя тшо, которое существенно меньшает их сцепление, гол внутреннего трения и величивает сжимаемость в 2...3 раза и более.

При приложении внешней нагрузки к илистым грунтам давленние развивается как в скелете грунта, так и в перовой воде, котонрая , перемещая сь в стороны под действием приложенной нагрузнки, приводит к образованию гидродинамического давления , снинжающего устойчивость грунтов основания , которое, в свою очередь, способствует развитию зон сдвигов, нарушению структунры и сопровождается потерей прочности и ростом деформативно-сти грунта.

налогичным образом деформируются и заторфо.ванные груннты, имеющие в своем составе сильно разложившиеся органические остатки.

Возведение фундаментов па таких грунтах свя зано с большинми трудностя ми, поэтому для строительства ответственных зданний и сооружений используют свайные фундаменты или фунданменты глубокого заложения с полной прорезкой слоев слабых грунтов, При возведении сравнительно легких сооружений прибенгают к более экономичным решения м с помощью искусственного лучшения свойств оснований. В частности, 'Применя ют песчаные подушки, которые не только снижают реактивное давление от фундамента, но и плавно распределя ют его, меньшая возможнность образования зон сдвигов, а следовательно, и леремя тие грунтов. Кроме того, песчаная подушка изменя ет направление фильтрации воды вверх, что снижает гидродинамическое давленние, направленное в стороны от фундамента.

Для меньшения развития неравномерных осадок, исключить которые не всегда дается , прибегают к меньшению давления под подошвой фундамента за счет использования уширенной пондошвы или сооружения сплошных плитных фундаментов под всем зданием. Если не дается заранее предсказать вид деформации здания или сооружения , используют меры по меньшению влия нния неравномерных осадок на несущие конструкции, о которых же говорилось ранее (см. з 3.4). В некоторых случая х применя нют плавающий фундамент, при стройстве которого вес извлекаенмого грунта должен быть равен весу возводимого сооружения . Однако в последнем случае при разработке котлована необходинмо предусматривать мероприя тия , направленные на сохранение природной структуры, слабых грунтов, 'которая очень легко наруншается , вызывая подня тие дна котлована с последующим развинтием осадок разуплотнения .

При эксплуатации зданий и сооружений, возведенных на сланбых основания х, следует обеспечивать неизменя емость напря жеого состоя ния . Изменение напря женного состоя ния в результате выполнения различных подсыпок, возведения тя желых зданий ря дом с же существующими, 'понижение ровня подземных вод и т. п. приводя т к росту дополнительных осадок. Величина поснледних может достигать аварийных значений при понижении ровня подземных вод в торфах и заторфованпых грунтах, понскольку образующая ся зона аэрации в слое названных грунтов, в.которую поступает воздух, способствует интенсификации 'Пронцессов гниения и разложения органических остатков, вызывая медленное развитие значительных просадок фундаментов зданий и.сооружений.

Изменение напря женного состоя ния может оказать вредное влия ние и на свайные фундаменты в результате возникновения отрицательного трения , которое также вызовет рост дополнительнных осадок.

К слабым грунтам относя тся и пески, находя щиеся в рыхлом состоя нии. Такие пески в обычных словия х хорошо сопротивля нются внешней нагрузке даже при залегании ниже ровня подземнных вод.при словии, что напря жения в них не превышают раснчетных сопротивлений. При динамических и сейсмических воздейнствия х данный тип грунтов может разжижаться и плотня ться , приводя к катастрофическим осадкам зданий и сооружений.

Наря ду с рассмотренными ранее мерами борьбы с неблагонприя тными я вления ми, возможными в результате неравномерных осадок (см. гл. 3), при строительстве на слабых грунтах испольнзуют и следующие мероприя тия :

1) проектируют здания одинаковой высоты;

2) здания м в плане придают простую конфигурацию (кваднратную, круглую, пря моугольную), так как при наличии излома в плане входя щие глы получают большую осадку и в примыкаюнщиха пря моугольныха частя х здания возникают деформации крунчения ;

3) здания ма иа сооружениема придаюта строительныйа подъема с четома ожидаемыха неравномерностей осадок, чтобы получить проектное положение после их развития ;

4) над вводами в здание коммуникаций предусматривают увеличенные отверстия , чтобы оседающие стены или другие коннструкцииа не оказывали дополнительного давления а на трубопронводы, канализационные сети делают с величенными клонами, превышающими ожидаемые неравномерности осадок;

5) ва каркасныха здания ха предусматриваюта возможность подння тия колонн домкратами, в высоких здания х под фундаменты станавливают пневматические резиновые подкладки для выравннивания крена при неравномерных осадках.

Фундаменты на просадочных грунтах

К просадочным грунтам относя тся лёссовидные суглинки и лёссы, которые имеют следующие характерные признаки: относинтельно высокую пористость (около 50%) при однородном зернонвом составе (в основном состоя т из пылеватых частиц) и малую влажность. Вследствие высокой пористости лёссовые грунты часто называют макропористыми, в некоторых случая х макропоры донстигают размеров 0,5... 5 мм и более. В просадочных грунтах из-за наличия карбонатов при замачивании происходит их быстнрое размокание, вызывающее нарушение первоначальной струкнтуры, что приводит к значительному росту осадок. В практике строительства зафиксированы случаи, когда после замачивания сравнительно большой толщи лёссовых грунтов просадка поверхнности грунта составля ла 2... 2,5 м.

Ориентировочными признаками, по которым можно предванрительно судить о возможности просадочности грунтов, я вля ются : а) значение степени влажности Г<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 определя ют по формуле

где е - коэффициент пористости грунта в словия х -природного залегания ; eLЧкоэффициент пористости, соответствующий влажнности грунта на границе текучести WL

здесь YS - дельный вес твердых частиц грунта; -у - дельный вес воды.

Количественнойа характеристикойа просадочности я вля ется а отнносительная просадочностъ

где hnp - высота образца грунта естественной влажности, обжантого без возможности бокового расширения напря жением ог, равнным напря жению, 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 полнного водонасыщения при сохранении давления ; hn,g - высота этого же обнразца естественной влажности, обжантого без возможности бокового раснширения напря жением, равным нанпря жению от собственного веса груннта на рассматриваемой глубине.

Относительная просадочность лёссовых грунтов зависит от внешней нагрузки и оценивается по графикам,

получаемым в результате испытаний образцов в компрессиоых приборах (рис. 13.1). При давления х, соответствующих es;<C <0.01, грунты считаются непросадочными.

Для оценки просадочных свойств грунтов используют начальнное просадочное давление ps-L, представля ющее собой минимальнное давление, при котором гру.нт начинает 'проя вля ть просадочные свойства. Это давление принимают при полевых испытания х занмоченного грунта штампом, равным давлению на пределе пропорнциональности зависимости осадка - нагрузка, определя емой по

соответствующему графику, при лабораторных исследования х - 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 словий проя вления 'просадки толщи inpoca-дочных грунтов на строительной площадке подразделя ют на два типа:

Iа тип - грунтовые словия , при которых возможна просадка от внешней нагрузки, просадка от собственного веса грунтов не происходит или не превышает 5 см;

IIа тип - грунтовые условия , при которых просадка происходит от внешней нагрузки и собственногоа веса и значение 'последней превышает 5 см.

При расчетах оснований, сложенных лёссовыми грунтами, по деформация м расчетное (сопротивление принимают равным про-садочному давлению # - psi, если имеется возможность страненния просадки с помощью снижения давления по подошве фунданмента, в противном случае Ч значению, вычисленному,по формуле (4.10) с использованием характеристик фп и с\\, определенных для грунтов, находя щихся в водонасыщенном состоя нии.

Если имеется возможность полного исключения замачивания лёссовых грунтов, расчетное сопротивление грунта основания донпускается определя ть по формуле (4.10) с использованием раснчетных характеристик <рц и сц, полученных для данного грунта при установившейся влажности.

Для назначения предварительных размеров подошвы допусканется пользоваться условными расчетными сопротивления ми для просадочных грунтов, которые приведены в нормах.

Требования расчета по (второй группе предельных состоя ний в грунтовых словия х I типа считаются удовлетворенными, если в пределах просадочной толщи сумма вертикальных напря жений от собственного веса грунта и внешней нагрузки не превышает начального лросадочного давления , т. е. Gzg+Ozp^Psi.

Во всех остальных случая х требуется выполня ть расчет осандок. Расчет оснований, сложенных просадочными грунтами по денформация м, производя т по словию:

где s - осадка, вычисленная в предположении отсутствия пронсадочных свойств, т. е. как для непросадочных грунтов; ssi - денформация основания в результате просадки грунтов; su - прендельно допустимая осадка для данного типа здания .

После определения просадки проверя ют выполнение словия (13.5), если оно не выполня ется , то назначают способ странения просадочности лёссовых грунтов.

При I типе грунтовых словий по просадочности и толще про-садочных грунтов в пределах 5... 6 м применя ют следующие спонсобы.

1. плотнение грунтов с помощью тя желых трамбовок после доведения влажности грунта до оптимальной {рис. 13.3, ). Этот способ применя ют, если глубина заложения фундамента 1,5...2м, так >как толщина остающихся под ними слоев просадочных груннтов, составля я 3,5... 4 м, допускает плотнение с помощью трамнбовок.

2. плотнение.и стройство подушек из непросадочных местнных грунтов. Данный метод применя ют, если не дается а плотннить грунт с помощью трамбования на требуемую глубину. По-

душку страивают над плотненным слоем просадочного (рис. 13.3,6).

3. стройство свайных фундаментов с прорезкой всей толпой просадочных грунтов с целью передачи давления на непросадочные подстилающие слои грунта (рис. 13.3,е).

4. плотнение грунтов подводными взрывами с использованием предварительного замачивания , для чего снимают перед замачинваниема верхнийа слой грунт ва зонеа предполагаемойа застройки, на спланированное дно выемки насыпают песок, выемку обваловывают. Затем в полученный котлован наливают воду и после замачивания просадочной толщи производя т взрывы, которые, нарушая структуру грунта, способствуют его плотнению (рис. 13.3, г).

При II типе грунтовых словий по просадочности применя ют следующие способы ее странения : 1) стройство свайных фунндаментов с прорезкой просадочной толщи (рис. 13.3,в); 2) занкрепление грунтов методами, изложенными >в з 12.4 (рис. 13.4, а);

3) плотнение грунтов с помощью грунтовых свайа (рис. 13.4,6);

4) стройства свайных фундаментов из набивных свай с ширеой пя той (рис. 13.4,0); 5) плотнение грунтов с помощью преднварительного замачивания и взрывов в скважинах с последующим плотнением 'верхнего слоя а са помощью тя желых трамбовока или подводных взрывов.

Использование перечисленных выше мероприя тий по страненнию просадочности свя зано с существенными дополнительными материальными затратами, поэтому при застройке территории относительно легкими жилыми и общественными здания ми целенсообразно принципиально иное решение, исключающее возможнность замачивания толщи просадочных грунтов в основании сооружений. Такое решение можно получить с помощью конструкнтивных мероприя тий, предотвращающих поступление в грунт дожндевых, производственных, хозя йственных и подземных вод (при подня тии ровня последних), также испарения влаги с поверхнности земли.

Для исключения поступления в грунт дождевых вод прибегают к специальной компоновке генеральных планов и предъя вля ют особые требования к планировке территории. Если при планировнке не дается сохранить природный рельеф, то после нее грунт тщательно трамбовывают и покрывают асфальтом, дерном и др. даление дождевых вод с территории осуществля ется с помощью кюветов, канав или дождевой канализации, причем особое внинмание следует обратить на отведение вод от фундаментов. Для этого обратную засыпку тщательно трамбуют при оптимальной влажности, страивая поверху водонепроницаемую отмостку, с которой вода отводится с помощью лотков в канавы, или каналинзационную систему.

Для предотвращения поступления в просадочные грунты пронизводственных и хозя йственных вод используют специальные пранвила стройства трубопроводов. В частности, напорные трубопронводы водопровода и теплосетей необходимо выполня ть из стальнных труб, допускающих искривление при местных случайных пронсадках грунтов, чугунные трубопроводы прокладывают в тунненля х, позволя ющих быстро обнаруживать течки. Канализациоые коллекторы (безнапорные трубопроводы) страивают в водонепроницаемых лотках, отводя щих воду в смотровые конлодцы.

1-3. Методы и средства приложения испытательных силовых воздействий. При освидетельствования х сооружений нередко возникает необнходимость в повторном определении характеристик материала как для контроля и точнения отдельных данных, так и для выя снения влия ния времени и словий эксплуатации на эти характеристики. При способе взя тия образцов, свя занном с нарушением сплошнности, возвращение к той же точке (а иногда и к тому же один раз жe ослабленному элементу) я вля ется 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 воздейнствия могут исказить результаты повторных испытаний. Точки для новых замеров приходится выбирать на достаточном далении от ранее приня тых, что затрудня ет возможность сопоставления и пронзерок.

Все эти затруднения отпадают, если применя ть не разрушающие методы оценки, которые имеют следующие преимущества: возможндсть быстрого выполнения измерений в любом количенстве точек конструкций; отсутствие необходимости в нарушения х сплошности, также повреждения х (даже незначительных) поверхности проверя емого элемента; возможность получения самых разнообразных данных о каченстве и состоя нии материала - его физико-механических характенристик; данных о нарушении сплошности и других местных дефекнтах; 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 ментодов, сложня ющие их применение.

1. Неизбежность суждения об определя емых параметрах по лкосвенным физическим показателя м, как например, скорости раснпространения ультразвуковых волн в проверя емом материале, иннтенсивности поглощения ионизирующих излучений и т. п.

Для перехода от непосредственных данных измерений к числонвым значения м определя емого параметра требуется , естественно, знать существующую между ними зависимость, нося щую обычно, не функциональный, корреля ционный характер. Правильный выбор соответствующих словия м эксперимента корреля ционных кривых я вля ется при этом одним из основных факторов, влия ющих на донстоверность получаемых результатов.

Следует отметить, что по существу способ определения прочности бетона и Древесины (имеющих неоднородную структуру) по механическим характеристинкам поверхностного слоя также носит корреля ционный 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 квалифицинрованного персонала.

Несмотря на казанные затруднения , преимущества неразруншающих методов настолько бесспорны, что внедрение их в практику строительства (как при освидетельствования х, так и при самом производственном процессе) принимает в настоя щее время все более широкие размеры.

Неразрушающие методы контроля

кустические методы

Ультразвуковые методы

Применение льтразвуковых 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 напря жений

Определение положения арматуры в железобетоне, толщинны защитного слоя и диаметра стержней

Определение влажности древесины

Контроль проникающими жидкостя ми и газами

Контроль герметичности соединений

Выя вление трещин, выходя щих на поверхность

Другие неразрушающие методы контроля

2. Основные измерительные приборы для поведения статистических и динамических испытаний.

При статических испытания х определя ют:

основные показатели, характеризующие работу исследуемого объекта под нагрузкой, именно - перемещения и деформации; силия и напря жения в элементах исследуемых конструкций; значения вспомогательных факторов, оказывающих влия ние на результаты испытаний.

При испытания х применя ют приборы как с непосредственным отсчетом значений измеря емой величины, так и измерительные пре-образователи, позволя ющие осуществля ть измерения дистаннционно, что существенно расширя ет возможности эксперимента. Преобразователи позволя ют автоматизировать процесс измерения и регистрации значений контролируемых величин и выполня ть измерения в местах, не доступных для приборов с (непосредственным отсчетом.

Выпускаются измерительные устройства для следующих основнных измерений:

линейных перемещений - прогибомеры, сдвигомеры, индикаторы и преобразователи линейных перемещений;

угловых перемещений - клинометры, отвесы и т. д. и преобразонватели угловых перемещений;

линейных деформаций - тензометры и преобразователи линейнных деформаций;

усилийЧ динамометры и преобразователи сил;

напря жений - преобразователи напря жений бетона, грунта и т. д.;

плотности - плотномеры и преобразователи плотности;

температуры и влажности Чтермометры, влагомеры и преобре-зователи температуры и влажности.

При сколько-нибудь значительном количестве становленных приборов и необходимости проведения неоднократных измерений по ним наиболее целесообразным я вля ется централизованное сня тие-отсчетов с помощью соответствующих регистрирующих стройств в том числе, и с автоматической регистрацией показаний (с выданчей результатов цифропечзтающими аппаратами, также в виде перфолент, магнитных записей и с непосредственным вводом получаемых данных в ЭВМ).

Однако в целом ря де случаев Ч при небольшом количестве тончек измерений, несложных испытания х или при отсутствии измеринтельных стройств, приспособленных для централизованных изменрений, приходится пользоваться приборами, требующими сня тия показаний непосредственно на месте.

4. Применение льтразвуковых методов

Отметим несколько наиболее характерных примеров.

Определение динамического модуля упругости. Скорость раснпространения упругих колебаний v свя зана с динамическим модунлем пругости £дан и плотностью в проверя емого материала соотнношением справедливым для случая продольных колебаний в стержне (однномерная задача).

Определя в экспериментально скорость распространения волны колебаний в элементе, длина.которого велика по сравнению с его поперечными .размерами, находим £1дНН = ^Р, если плотность материала известна.

В массивных и плитных конструкция х, т. е. для случаев трехмерной (пронстранственной) и двухмерной задач, также для поперечных колебаний зависинмость между -Един и V определя ется более сложными соотношения ми, в котонрые, кроме р, входит также и коэффициент Пуассона ц, рассматриваемого мантериала.

Для одновременного нахождения всех трех параметров (сдин, р и (i) необнходимо сопоставление, по крайней мере, трех экспериментов по определению v, произведенных в разных словия х: с применением продольных и поперечных колебаний и в конструкция х разной размерности - пространственных, плитных Н стержневых.

Определение толщины при одностороннем доступе. В серийно выпускаемых для этой цели толщиномерах используется непренрывное излучение продольных льтразвуковых волн регулируемой частоты. На рис. 14 пунктиром показан график распространения колебанийа (условно отложенныха не вдоль, поперек направления луча) по толщине стенки. Дойдя до противоположной ее грани, волна отражается и идет в обратнном направлении. Если проверя енмый размер h точно равен длине полуволны (или кратен этой венличине) и противоположная пластинки при этом резко возрастают (я вление резонанса), JTO сопровождается соответствующим величением разности понтенциалов на ее поверхностя х.

Замеря в соответствующую резонансную частоту f и^ зная ско-зость v распространения волн по длине А (суммарный ход пря нмого и отраженного лучей), находим проверя емую толщину по форнмуле

Для стали скорость продольных ультразвуковых волн практинчески постоя нна (v = 5,7-105 см/сек), что дает возможность, меня я частоту в пределах от 20 до 100 тыс. гц, надежно измеря ть толщинны стенок от долей миллиметра до нескольких сантиметров.

Определение глубины трещин в бетоне. Излучающий и приемнный преобразователи А -и В.располагаем симметрично относительнно краев трещины, на расстоя нии1 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 определя емое экспериментально.

Глубину трещины находим из соотношения где скорость v определя ется обычно на неповрежденных частках поверхности.

По казанному методу могут быть исследованы трещины глунбиной 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, я вля ющейся хорошим проводником льтразвуковых волн. В ответственных случая х следует поэтому данные, получеые для глубоких трещин, проверя ть рассмотренным контрольным бурением (см. рис.6).

Отметим также другие, практически наиболее важные области применения льтразвуковых методов.

В бетонных и железобетонных конструкция х:

определение прочности бетона (ГОСТ 1762Ч72) по корреля ниолности зависимостя м между скоростью распространения ультранзвуковых волн и прочностью бетона на сжатие, станавливаемым путем параллельных льтразвуковых и прочностных испытаний образцов бетона заданного состава и режима 'изготовления (при контроле вновь изготовля емых конструкций и деталей) или образнцов, извлеченных из возведенных сооружений. В случае невозможнности выемк-и образцов из же эксплуатируемых конструкций ориентировочное определение прочности бетона возможно по ренкомендуемой в ГОСТ 1762Ч72 зависимости;. контроль однородности бетона в сооружения х;

выя вление 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 судя т при этом по изменения м скорости прохождения льтразвуковых волн в преденлах отдельных частков поверхности (так называемый метод гондографа, т. е, графика скоростей);

определение толщины верхнего ослабленного слоя бетона, раснположения слоев разной.плотности я т. п.

Наличие арматуры в железобетонных конструкция х не мешает применению льтразвуковых методов, если направление прозвунчивания не пересекает арматурные стержни и не совпадает с ними.

В металлических конструкция х:

импульсная дефектоскопия швов сварных соединений в стальнных и алюминиевых конструкция х (ГОСТ 1478Ч69);

дефектоскопия основного материала;

толщинометрия ; определение толщин защитных металлических покрытий; выя вление ослабления сечений коррозией.

В деревя нных конструкция х и конструкция х с применением пластмасс:

проверка физико-механических характеристик, проверка каченства 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, выполня емых полностью или частично в зависимости от поставленных задач и состоя ния исследуемого объекта:

1) ознакомление с документацией;

2) осмотр объекта в натуре;

3) обмеры Чпроверка генеральных размеров конструкций (пронлетов, высот и т. д.) и контроль сечений элементов;

4)а выя вление, установление характера и регистрация трещин и

повреждений;

5) проверка качества материала в сооружении и контроль сонстоя ния стыков и соединений.

В отдельных случая х, например в предварительно напря женных конструкция х, приходится определя ть также силия и напря жения , фактически имеющие место в исследуемых элементах.

В результате освидетельствования с четом данных соответстнвующих перерасчетов дается общая оценка состоя ния 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 строительнно-монтажной документацией, где следует обратить особое вниманние на акты скрытых работ. При освидетельствовании объектов, находя щихся в эксплуатации, дополнительно должны быть изучены акты передачи в эксплуатацию, паспорт сооружения , журналы эксплуатации, документы о произведенных ремонтах иа другие имеющиеся материалы, характеризующие службу сооружения .

Осмотр сооружения я вля ется наиболее ответственной частью освидетельствования . Его начинают с становления соответствия между предъя вленной документацией и сооружением в натуре. Выня вленные расхождения фиксируются , оцениваются и станавливанются их причины. В объектах, сданных в эксплуатацию, проверя ется странение недоделок, отмеченных в актах приемки.

Далее производится детальный (по возможности) осмотр эленментов сооружения , начиная с наиболее ответственных: осматринваются опорные части, заделки и соединения и проверя ется их сонстоя ние и словия работы; осматриваются свя зи, настилы и прочие элементы, обеспечивающие надлежащую пространственную работу сооружения , и проверя ется правильность их опирания и крепления ; станавливается наличие в конструктивных элементах ослаблений и надрезов, сколов и других дефектов; выя вля ется наличие корронзии, гниения и других повреждений материала, худшающих работу конструкций и снижающих несущую способность сооружения .

Отмечается (при осмотре Ч визуально) наличие осадок, дефорнмирования и взаимных смещений элементов.

По результатам осмотра дается предварительная оценка состоя ннию сооружения в целом и намечается план дальнейшего проведенния 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 величинны которых зависит напря женно-деформированное состоя ние эленментов конструкций в процессе их службы. В отдельных случая х (если это важно с точки зрения эксплуатации или при наличии обнаруженных при осмотре отклонений) проверя ется также горинзонтальность перекрытий, соблюдение заданных клонов, вертикальнность несущих элементов и ограждений и т. д.

В сооружения х сравнительно простого очертания и незначительнных по размерам эти контрольные измерения не я вля ются сколько-нибудь сложными и выполня ются с помощью стальных рулеток, отнвесов, нивелиров и т. д.

При освидетельствовании же крупных сооружений и объектов сложной конфигурации применя ют специальные инструменты для 18 скорения процесса съемки и обеспечения ее точности. Так, провернки по вертикали производя тся инструментами вертикального визинрования , позволя ющими производить сноску точек по высоте на 100 м и более с погрешностью, не превышающей
2 мм. Для нивенлирования в тесных и труднодоступных местах целесообразно принменя ть гидравлические нивелиры, обеспечивающие высокую точнность измерений.

При необходимости проверки больших пролетов (в 100 м и бонлее), как например расстоя ния между центрами опорных площадок же возведенных мостовых опор, применя ются новейшие светодальномеры, скоря ющие процесс съемки и обеспечивающие точность поря дка 1/25 определя емой длины.

Для быстрой и надежной фиксации наружного очертания и разнмеров освидетельствуемого объекта целесообразно применя ть стеоеофотограмметрическую съемку (подробнее рассматриваемую в третьем разделе данного курса).

Проведение замеров с применением казанных специализиронванных инструментов, требующих тщательной предварительной вынверки и чета ря да поправок, осуществля ется квалифицированными геодезическими группами.

Контроль сечений и проверка очертаний ответственных элементов

В тех случая х, когда проверя емые элементы доступны для изменрений, замеры сечений и проверка очертаний достаточно просты и выполня ются обычно средним техническим персоналом. Для ускоренния и облегчения измерений в последнее время предложен ря д приспособлений, например шаблоны с автоматической фиксацией отклонений от заданных размеров, чем в значительной степени меньшается возможность ошибок при проведении контроля .

Более сложной я вля ется задача определения толщин в конструкнция х, доступных при измерения х лишь с одной стороны. Наиболее грубым (и сравнительно еще недавно Ч единственным) способом измерения толщин было просверливание или, что хуже - пробивка отверстий в соответствующих местах проверя емых конструкций. Способ этот трудоемок и в большинстве случаев крайне неудобен даже при словии последующей заделки отверстий, так как свя зан с нарушением сплошности материала и возможностью поврежденний. При освидетельствования х же конструкций, требующих сохраннения герметичности (как, например, в же эксплуатируемых резервуарах даже самое аккуратное сверление каких-либо отверстий вообще недопустимо.

Все эти затруднения отпадают при применении для целей лтол-щинометрии современных неразрушающих, методов контроля , раснсматриваемых в следующей главе. Разумеется , применение этих методов требует наличия соответствующей аппаратуры и подготовнленного для работы с ней персонала.

Осадки и смещения

Сведения об осадках и взаимных смещения х отдельных чаете;-; сооружения должны быть получены перед его освидетельствованием от геодезической службы. Эти данные проверя ются на месте выбонрочными контрольными измерения ми.

В случае отсутствия или недостаточности казанной документанции и выя вленных при осмотре признаков осадок и смещений для их точнения должна быть организована геодезическая съемка.

Надежным признаком, позволя ющим судить о наличии неравнонмерных осадок, я вля ется развитие легко отличимых по их внешнему виду осадочных трещин в сооружении. В качестве примера на рис. 4 показаны трещины, поя вля ющиеся в перемычках многоэтажного каменного здания при осадках середины фасада {рис. 4, б) и при оседании краев здания (рис. 4, а).

При становлении наличия осадок и смещении необходимо выя нвить 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 стнранению, должны быть тщательно измерены и отмечены как на самом объекте, так и на соответствующих схемах. Все эти данные передаются затем эксплуатационникам для дальнейших наблюденний за состоя нием сооружения .

В строительной практике наиболее распространенным (но несонвершенным) способом наблюдения за трещинами я вля лось пер: крытие их гипсовыми мая ками. При продолжающемся расширен!, трещины мая к лопается , и по ширине образовавшейся в нем щел можно судить об интенсивности раскрытия трещины под мая ком; однако меньшение трещины может быть выя влено с трудом. Наднлежащую сохранность самих мая ков трудно гарантировать, и спонсоб этот в настоя щее время не может быть рекомендован.

Для фиксации как раскрытия , так и меньшения ширины тренщин и швов, также сдвигов вдоль них, используют ря д приемов. Простейшим я вля ется наблюдение за изменением взаимного полонжения лары меток, нанесенных на поверхность объекта по обе стонроны наблюдаемой трещины или шва. Для длительных измерений пользуются различными перекрывающими трещину или шов прибонрамиЧ щелемерами (в том числе, и электрического принципа дейнствия ) как поверхностными (накладными), так и глубинными. По своему стройству такие приборы аналогичны тензометрам (см. следующий раздел).

Для определения глубины трещин, выходя щих на поверхнность, строители применя ют гибкие металлические щупы различной толщины. Однако они не могут дать исчерпыванющего представления о дейнствительной глубине трещин, постепенно, как правило, сунжающихся . Точные аз-амеры производя тся путем .примененния новейших физических ментодов исследования , кака нанпример, с использованием льтразвуковых излучений (что подробнее рассмотрено в слендующих главах).

В массивных бетонных.блоках при исследовании глубоких тренщин пользуются методом подсечки (рис. 6), Как видно из этого ринсунка, под глом 4Ч60

В заключение следует отметить, что поведение трещин, швов, расстройства соединений и т. п. я вля ются важными показателя ми состоя ния сооружения . Внимательное наблюдение за швами и соендинения ми (и трещинами, если они имеются ) при правильной сценке полученных данных позволя ет своевременно поставить диагноз о скрытых нежелательных я вления х, происходя щих в сооружении, и приня ть необходимые профилактические меры, не дожидая сь серьезных нарушений его работоспособности.

6. Испытания строительных конструкций, статистической нагрузкой (цель и задачи изготовления и оборот конструкций, освидетельствование

В зависимости от объекта и целиа эксперимент станавливанются :

1)а несущая способность, характеризуемая нагрузкой, при котонрой наступает потеря прочности или стойчивости объекта испынтания ;

2)а жесткость, характеризуемая значения ми перемещений, пре-дельным'и 'с точки зрения возможности 'нормальной эксплуатации-объекта;

3)а трещиностойкость (в первую очередь для .бетонных и желензобетонных конструкций); трещины должны или вообще не поя внля ться , или раскрытие их не должно исключать или затрудня ть эксплуатацию вследствие потери непроницаемости, развития 'Корронзии !и т. д.; при определении трещиностойкости станавливают такнже значения нагрузки, -при которой образуются трещины более донпустимых по словия м эксплуатации.

Задачи испытаний

1. При приемочных испытания х (при передаче законченных сооружений в эксплуатацию.и промежуточных приемках в процеснсе строительства)а проверя ются состоя ние объекта и соответствие показателей его работы проектным и нормативным требованния м.

2. Испытания уже эксплуатируемых сооружений производя тся : для проверки возможности продолжения нормальной службы

объекта под эксплуатационной нагрузкой; необходимость такой проверки (если она не предусмотрена в плановом поря дке правиланми эксплуатации) -может возникать.при поя влении значительных повреждений, например после пожара и в других аналогичных случая х, -ставя щих под сомнение работоспособность сооружения ; для выя снения возможности повышения эксплуатационной на-

грузки при реконструкции объекта или изменении характера его, использования .

3. Испытания конструкций и деталей при их серийном изготовнлении производя тся путем выборочных испытаний отдельных об-.раз'Цов.продукции с доведением до разрушения .

Задачей испытаний в данном случае я вля ется установление фактической несущей способности и других характеристик испынтываемых образцов продукции с распространением полученных результатов на всю изготовленную партию.

4. Научно-исследовательские испытания и испытания опытных, объектов производя тся :

при применении новых конструктивных решений и для апробанции новых методов расчета;

при использовании новых строительных материалов с характенристиками, требующими.проверки под действием нагрузки;

при особых режимах эксплуатации, например в поля рных или тропических словия х, под действием волн и морской воды и т. л. Такие испытания могут производиться или непосредственно в нантуре, или лабораторным путем с искусственным обеспечением ненобходимого,режима.

С точки зрения , воздействия процесса испытаний на самые объекты, необходимо различать:

объекты, которые после их испытания должны быть сохранены для эксплуантации,Ч в этом случае, поя вление в результате испытания каких-либо неиспранвимых 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 сонвокупности, ближайшие к месту загружения . Так, нагрузка, приложенная к проезжей части моста в любом месте по длине его пролета, обусловливает поя вление внутренних сил во всех элеменнтах поя сов и решетки несущих ферм; не включаются в работу лишь отдельные так называемые нулевые стержни. При испытанния х 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 состоя ния 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 небольншом частке какого-либо из перекрытий, передается на фунданменты через ближайшие ригели л колонны; колонны.ригели, данленные -на несколько пролетов от места загружения , почти невовлекаются .в работу. Слабо или совсем не деформируются принмыкающие ненагруженные плиты того' же перекрытия , и практинчески совершенно- не работают перекрытия других этажей.

При исследования х подобного рода сооружений выбор элеменнтов для испытания свя зан непосредственно с выбором места принложения нагрузки. При этом руководствуются следующими сообнражения ми:

1)а количество загружаемых элементов должно быть минимальнным, во избежание чрезмерных затрат времени и средств, необхондимых для проведения статических испытаний;

2)а испытания ми должны быть охвачены все основные виды несущих элементов исследуемой конструкции. В.первую очередь испытывают элементы, работающие наиболее интенсивно, и эленменты с обнаруженными в них дефектами и повреждения ми, нандлежащая работоспособность которых сомнительна;

3)а отбирают элементы с возможно более четкой схемой статинческого опирания и закрепления . При прочих равныха словия х желательно выбирать элементы, свободные от дополнительных, свя зей с привыкающими частя ми сооружения , которые могут вносить трудноучитываемые искажения в работу исследуемых эленментов.

При отборе образцов серийного изготовления для их контрольнных испытаний исходя т из следующих соображений.

Для суждения о качестве изделий рассматриваемой партии должны быть испытаны наилучшие и наихудшие образцы. Отбор для статических испытаний производится на основании осмотнра, контроля неразрушающими 'Методами и.предварительной вибнрационной проверки. средненная оценка дается по. результатам испытания образцов в состоя нии, наиболее характерном для больншинства изделий данной партии.

Выбор схемы загружения

Нагрузочная схема точня ется одновременно с выбором эленментов для испытания , поскольку эти задачи взаимосвя заны.

Выбранная схема распределения нагрузок должна обеспечить поя вление в исследуемых элементах необходимых напря жений и деформаций, достаточных для выя вления определя емых характенристик, но при этом следует учитывать имеющиеся реальные вознможности (наличие определённых видов нагрузки и загрузочных приспособлений) и стоимость испытания . Последнее очень сущестнвенно,.поскольку меньшение требуемой нагрузки прощает и дешевля ет процесс проведения испытаний и позволя ет укладынваться в более короткие сроки при нагружении и разгрузке.

7. Проведение, отработка и оценка результатов статистических испытаний.

Большая трудоемкость и стоимость статических загружений, нанря ду с трудностью (а в отдельных случая х и невозможностью) повторения испытаний требуют тщательной предварительной отранботки их программы. Правильность ее выбора в значительной стенпени предопределя ет как эффективность всей предстоя щей работы, так и надежность всех данных, получаемых в результате испытания .

Перед началом испытаний должна быть проведена необходимая подготовка: смонтированы нагрузочные приспособления и подготовнлена нагрузка; становлены лодмости и ограждения ; обеспечено, если это вызывается словия ми испытаний, дополнительное освещенние мест установки приборов; согласованы перерывы в эксплуатанции исследуемого объекта и т. д.

Предварительные подсчеты. точня ется требуемая испытательнная нагрузка и определя ются соответствующие этой нагрузке знанчения перемещений, деформаций, напря жений и силий, возникаюнщих в исследуемых элементах.конструкций.

Такие подсчеты я вля ются продолжением перерасчетов, выполння емых по результатам освидетельствования (см. выше раздел два, гл. IV) и производя тся с учетом всех выя вленных отри этом отступнлений от проекта, точненных характеристик материала, обнаруженных ослаблений и т. д. В сооружения х с нея вно выраженной расчетнной схемой (допускающей выбор нескольких возможных вариантов) предварительные подсчеты должны быть выполнены по всем этим схемам. Сравнение с результатами испытаний позволя ет в дальнейншем выбрать из них наиболее близкую к действительной работе сооружения .

налогично поступают в отношении модуля упругости и других характеристик материала, если до начала испытания значения их не могут быть надежно определены. Эти подсчеты ведутся в преденлах возможных диапазонов с дальнейшим точнением фактических значений по результатам испытаний,

Размещение приборов

Перед испытанием составля ется схема расположения измеринтельных приборов с казанием их типа и характеристик. При этом учитываются -следующие положения :

1) измерения наиболее ответственных параметров, определя юнщих работоспособность сооружения , следует (для исключения вознможности ошибок) дублировать, применя я приборы различного принципа действия . Так, например, прогиб ферм, измеренный с понмощью лрогибомеров, целесообразно -проверя ть 'путема нивелиронвания ;

2) к группам однотипных приборов добавля ется контрольный, находя щийся в тех же словия х, но расположенный на элементе, не частвующем в работе сооружения . Изменение показаний контрольнного прибора позволя ет учесть влия ние внешних факторов на результаты измерений и внести в них соответствующие понправки;

3) в то же время не следует без особой в этом необходимости увеличивать общее число станавливаемых приборов. Лишние принборы длиня ют сня тие отсчетов и, не принося особой пользы, сложня ют проведение испытаний и обработку их резульнтатов;

4) при прочих равных словия х приборы нужно станавливать там, где измеря емые показатели достигают наибольших значений. Нецелесообразно ставить приборы в зоне нулевых отсчетов (нанпример, тензометры вдоль нейтральной оси изгибаемого элемента), поскольку даже небельшие погрешности измерений в данном случае будут сильно искажать полунчаемые результаты.

1. Размещение приборов при измерении прогибов.

2. Размещение приборов при измерении глов наклона.

3. Размещение приборов при измерении деформаций.

з 3. Основные работы, выполня емые в процессе

испытания

Установка приборов и подготовка к наблюдения м

Измерительные приборы должны быть закреплены на испытынваемой конструкции заблаговременно для обеспечения стабильнонсти их показаний, также защищены от внешних воздействий и случайных повреждений.

Перед длительными испытания ми наблюдение за (показания ми становленных приборов целесообразно провести в течение суток до загружения для выя вления (и чета в дальнейшем) изменений их показаний при суточных колебания х температуры.

Поверхности нагружаемых конструкций в зонах возможного поня вления трещин беля тся для облегчения наблюдений во время иснпытаний. Существующие повреждения отмечаются как на объекте, так и в соответствующих ведомостя х (если это же не было сделанно ранее в процессе предварительного освидетельствования ). Ря ндом с становленными приборами в поря дке последовательности взя тия отсчетов краской нанося т их номер. Проверя ется удобство доступа кал л приборам, так и к элементам конструкций, подлежанщих наблюдению, достаточность их освещения и т. д. Проверя ется выполнение всех требуемых мер по технике безопасности.

Предварительное загружение

Предварительное загружение я вля ется начальным контрольным этапом испытания . На этом этапе проверя ют; готовность и надленжащее действие всех подготовленных приспособлений, в первую очередь нагрузочных; надежность крепления и правильность поканзаний становленных приборов, также окончательно отрабатыванют намеченный процесс проведения испытания .

Интенсивность предварительного загружения принимают обычнно равной первой ступени нагрузки, предусмотренной программой испытания .

Выя вленные во время загружения неудовлетворительно рабонтающие 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 состоя ния в результате еще одного загружения перед началом испытаний. Показания всех становленных приборов должны были бы, следовательно, после сня тия предварительной нагрузки вернуться к своим первоначальнным значения м.

Невозвращение показаний может быть результатом:

1) так называемой обкатки, т. е. небольшого вполне допустинмого смещения лнуля прибора при первом цикле загружения . Принбор как бы прирабатывается к объекту и при следующих циклах дает надежные показания ;

2)а дефектной становки (которая должн быть исправлена) или неудовлетворительного состоя ния самого прибора, подлежащенго замене.

Случай 2. Исследуемый объект нагружается впервые. При пернвом загружении сооружений и отдельных конструкций возможно поя вление остаточных перемещений и деформаций, обусловленных обмя тием соединений и мест опирания , осадками нагружаемых опор, взаимными смещения ми элементов и т. д. Невозвращение приборов на нуль после сня тия первой нагрузки не может при этом рассматриваться как показатель дефектности их становки.

Для выя вления неудовлетворительно работающих приборов в данном случае требуется внимательное наблюдение за изменением их показаний как при приложении первой нагрузки, так и при понстепенном ее сня тии.

3-3. Запись показаний приборов

Непременным словием я вля ется максимально возможное сонблюдение одновременности записи по всем становленным' прибонрам. Наилучшим образом это требование обеспечивается при авнтоматической регистрации показаний.

При обычной записи число приборов, поручаемых каждому нанблюдателю, должно быть по возможности небольшим. После запинси показаний по всем приборам рекомендуется делать повторный отсчет по первому из них. Разность двух последовательных показанний дает важную для оценки результатов характеристику интеннсивности развития пластических деформаций после каждой ступенни нагружения .

Помимо записи показаний приборов, должны тщательно отменчаться : 1) время записи и 2) словия проведения испытания (даые об изменения х температуры и других атмосферных факторов, случайные толчки и дары, воспринимаемые исследуемыми констнрукция ми и т. д.), которые могут быть использованы при оценке понлучаемых результатов.

Наблюдения за состоя нием нагружаемого объекта

Перед: началом испытаний отмечают все трещины, сколы и друнгие повреждения , обнаруженные в элементах нагружаемых конструкций. После приложения каждой ступени нагрузки производится повторный их осмотр для выя вления как вновь поя вля ющихся понвреждений,.так и степени развития уже имеющихся .

Отметки на поверхности элементов осуществля ют нанесением краской тонкой черты ря дом с каждой трещиной (но не поверх нее); аналогично, с небольшим отступлением, обводя т контуры сконлов и других повреждений. Концы трещин отмечают поперечным штрихом, ря дом 'С которым пишут ступень нагрузки, соответствуюнщей отмечаемой длине трещины. Совокупность таких отметок дает нагля дную картину постепенного развития повреждений по мере роста испытательной нагрузки.

Повреждения отмечаются в специальных ведомостя х, а также (что очень целесообразно) нанося тся от руки с примерным соблюндением масштаба на форматках с вычерченной на них разверткой контролируемых деталей. Аналогично должны отмечаться и раснхождения в швах и соединения х, искривления и взаимные сдвиги элементов и т, д.

В процессе загружения и после окончания испытания необходинма фотосъемка, особенно поврежденных мест. Снимки я вля ются важным документальным подтверждением результатов испытания . Наличие серии таких фотографий значительно облегчает как обранботку полученных данных, так и их оценку.

8. Испытание строительных конструкций динамической нагрузкой.

Динамические испытания , как правило, менее трудоемки и пронводя тся быстрее, чем испытания статические, свя занные с приложеннием н сня тием громоздкой нагрузки и длительным выдерживанием ее на объекте *. Но, с другой стороны, при динамических испытанния х требуется обеспечение безотказного действия ря да механизмов (источников динамических воздействий, регистрирующих приборов и т. д.) и четкое соблюдение синхронности их включения и работы.

Разработка программы, предусматривающей все взаимосвя заые детали предстоя щих испытаний, я вля ется поэтому первым и наиболее важным предварительным этапом.

Подготовительные работы - крепление конструкций, стройство подмостей и ограждений, подводка освещения к местам становки приборов н т. д., остаются , в основном, теми же, что и при статиченских испытания х. Дополнительно необходимы: стройства для крепления вибрационных машин и приложения дарных нагрузок; амортизирующие прокладки, предохраня ющие элементы сооруженния от повреждений при дарах; стройства для искусственного возбуждения толчков при пропуске подвижной нагрузки и т. д.

Меры по технике безопасности дополня ются становкой огражндений у механизмов, создающих динамические воздействия ; при пропуске подвижной нагрузки на больших скоростя х предусматринвают меры для исключения возможности несчастных случаев.

Размещение приборов и проведение испытаний

Приборы должны быть помещены в тех сечения х и точках объекнта, где наиболее отчетливо могут быть выя влены значения опреденля емых параметров. Поскольку при динамических испытания х в ря нде случаев применя ются довольно сложные приборы (имеющиеся в распоря жении испытательных групп обычно в ограниченном колинчестве), существенна возможность неоднократного использования одного и того же прибора с становкой его в разных позиция х. Вызываемое этими перестановками некоторое величение длительнонсти всей работы компенсируется сокращением количества необхондимой аппаратуры и обслуживающего ее квалифицированного персонала.

Так же как и при статических испытания х, наиболее ответстнвенные измерения рекомендуется дублировать и применя ть для сонпоставления результатов приборы различного принципа действия . В то же время не следует без достаточного для этого основания венличивать общее количество точек измерения во избежание ненужнного сложнения как самого испытания , так и обработки его рензультатов.

Отметчики времени. Для анализа записи динамических процеснсов и сопоставления показаний, становленных в разных местах приборов, необходимо четко отмечать время измерения . Такие отнметки синхронно нанося тся :на все диаграммы при замыкании сланботочной цепи, в которую должны быть включены регистрирующие стройства всех действующих приборов.

Замыкание цепи производится или автоматически, например, при нажатии специально становленных педалей при въезде и сходе подвижной нагрузки с объекта, или включением (вручную специальнного контакта в нужный момент времени. Для повторных отметок, например через каждые 1Ч30 сек, попользуют контактные часы, регуля рно с заданной частотой замыкающие цепь.

Испытания ударной нагрузкой

Ударные испытания просты, требуют минимальной подготовки и сравнительно несложного оборудования . Наиболее добны дарнные испытания для сравнительной оценки динамических характеринстик однотипных конструкций, 'например свай, 'балок и плит перенкрытий. Однако, чем массивнее исследуемые элементы, тем слабее сказывается на них действие дара, что требует применения более чувствительной аппаратуры или величения силы дара, чем пракнтически.и ограничивается -возможность применения данного метода испытаний.

Определя емые характеристики. Частоту и интенсивность затуханния собственных колебаний, возникших в результате дара, опреденля ют путем обработки записанных виброграмм. Очень важно, что значения рассматриваемых параметров не завися т от силы дара, Это дает возможность проверя ть и уточня ть полученные данные путем повторной записи при дополнительных дарных воздействия х.

Возможно также использование одного и того же прибора с станновкой его в разных позиция х.

При дарных испытания х могут быть исследованы также сконрости распространения ударных волн, становлена форма колебанний (что, однако, добнее делать вибрационным путем), также исследована чувствительность сооружения к действию даров, нанпример, для выя снения возможности работы на данном объекте поднлежащего установке прецизионного оборудования .

Если для сравнительных оценок параметров однотипных коннструкций требуется уточнение только частот собственных колебаний, то вместо самопишущих приборов могут быть использованы много-я зычковые частотомеры (см. рис. 109), что значительно прощает проведение испытаний.

Испытания вибрационной нагрузкой

При испытания х вибрационной нагрузкой в исследуемых констнрукция х возбуждаются вынужденные колебания в широком диапанзоне частот, включая зону резонанса.

Вибрационные испытания позволя ют наиболее полно и всестонронне выя вить динамические характеристики обследуемых объекнтов. Но, с другой стороны, для их проведения требуются специальнные вибрационные машины и наличие возможности крепления я пуска их на объекте.

Определя емые характеристики. При вибрационных испытания х получают лрезонансные кривые, дающие значения измеренных венличин (перемещений, деформаций и т. д. в функции частот возмунщающих сил.

При обработке этих кривых могут быть получены частоты собнственных колебаний исследуемых элементов и интенсивность затунхания возникших колебаний.

При поддержании строго стабильного режима работы вибранционной машины регистрирующие приборы могут быть использованны неоднократно, с перестановкой их с места на место. При этом для определения перемещений можно пользоваться не только запинсывающими приборами (что предпочтительнее), но и приборами с визуальным отсчетом.

Определение частоты собственных колебаний можно произвондить даже без установки каких-либо измерительных приборов на самом объекте, поскольку момент резонанса может быть четко выня влен по положению пики на кривой расхода энергии вибрациоой машины.

Испытания эксплуатационной нагрузкой

Основным преимуществом рассматриваемых испытаний я вля ется возможность получения данных о действительной работе как всего сооружения в целом, так и отдельных его элементов в эксплуатанционных словия х. В случае, когда исследуемое сооружение же 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 относя тся :

многообразие, в ря де случаев и неопределенность возникаюнщих силовых воздействий и трудность выделения влия ния отдельнных факторов;

затруднительность, иногд и практическая невозможность повторения испытаний с точным воспроизведением тех же словий - загружения , например, при повторныха пропусках безрельсового транспорта и т. п.

При испытании эксплуатационной.нагрузкой определя ют следунющие характеристики:

значения перемещений, деформаций и силий, возникающих в элементах сооружения под действием эксплуатационной нагрузки;

определение частоты собственных колебаний по наступлению состоя ния резонанса и по частоте затухающих собственных колебанний, возникающих после резкого выключения или остановки дейстнвия нагрузок;

недопустимые (т. е. вызывающие чрезмерные перемещения , денформации и напря жения ) режимы работы становленного оборундования или скорости пропуска подвижной нагрузки.

Особенности испытаний эксплуатационной нагрузкой. При иснследования х динамических воздействий от стационарно становлен-- ного оборудования необходимо, кроме наблюдений при нормальном режиме ^его работы, проведение таких же измерений при тя желых условия х: скоренном пуске, резком торможении и т. д.

При испытания х подвижной нагрузкой должны быть предусмотнрены: наиневыгоднейшее расположение пропускаемой нагрузки (т. е. вызывающее наибольшие силия в исследуемом объекте), критические ее скорости (соответствующие состоя нию резонанса), резкое торможение и т. д. При пропуске безрельсового транспорта должны быть, кроме того, воспроизведены вертикальные дары, возможные при наличии неровностей полотн (имитируемых спенциально уложенными подкладками), и горизонтальные воздействия при резком изменении направления движения машин (например, объезд на быстром ходу препя тствия , становленного на проезжей части).

Для предотвращения возможности несчастных случаев, свя заых с пропуском подвижной нагрузки на больших скоростя х, должнны быть приня ты предохранительные меры: становлены огражденния , 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, землетря сения вызыванют резонансные колебания сооруженийа

начиз записей движения почвы при землетря сении позволя ет становить закономерность между частотой и ускорением мая тника приборов-так называемую спектральную кривую. По эгои кривой в зависимости от динамических характеристик сооружения опреде-ля ют расчетный коэффициент динамичности р.;, которым оцениванется общая реакция конструкции на движение основания .

В процессе колебаний сооружение деформируется части его обнщей массы, смещая сь друг относительно друга, приобретают неоди-наковые скорения . При определении расчетной сейсмической на-грузки это я вление учитывается коэффициентом формы колебании.

Предполагается , как обычно в динамике пругих систем, что конлебания конструкции при сейсмическом воздействии складываются из взаимно независимых колебаний по собственным частотам рКаждой частоте (форме) составля ющих колебании соответствхет определенная изменя ющая ся по гармоническому закону инерциоая нагрузка. Некоторая величина ее расходуется в процессе коленбаний на преодоление внутреннего неупругого сопротивления , ха-пактеризуемого затуханием колебаний. Основная же доля bih(t} инерционных сил вызывает пругую реакцию конструкции, максинмальное значение которой называется сейсмической нагрузкой.

Вычисаение общей сейсмической нагрузки на сооружение, как суммы зависимых от времени слагаемых Sik(t), крайне затруднинтельно. Поэтому практический расчет строится на самостоя тельном рассмотрении максимумов Sik(t) этих слагаемых.

Сейсмическая сила, действующая на часть сооружения с массой mh, словно приня той сосредоточенной в точке k расчетной схемы, соответствующая тону i, определя ется выражением

откуда следует, что произведенние коэффициентов pfriife ПРИ' ближенно показывает, во сколько раз скорение рассмантриваемой точки k больше сконрения основания (/о-

Коэффициент сейсмичнонсти /Сс, представля ющий собой отношение скорения основанния сооружения к скорению

силы тя жести (/Cc = !/o/g)> зави" сита от район строительства

и определя ет интенсивность предполагаемого сейсмического воздейнствия на конструкцию.

Таким образом, силы Sik я вля ются статическим эквивалентом динамической нагрузки. Каждой форме Xi собственных колебаний сооружения соответствует определенный вид статической нагрузки Sik и определенное напря женное состоя ние конструкции (рис..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 силий я вля ется обычным раснчетом конструкции на заданную статическую нагрузку.

Предпосылки, положенные-в-оенову нор^4ахивнош__метода,_2ас-чета, относя тся прежде всего к движению основания сооруженийЧ 'колебания грунта представля ются как сумма затухающих сдвинунтых по фазе синусоид. Такой зависимостью можно описать весьма сложные процессы, включая импульсивные воздействия . В строгом смысле это представление, однако, недостаточно корректно, так как землетря сение - процесс случайный. Тем не менее, количественные характеристики, полученные путем обработки акселерограмм статиснтическими методами [1], не противоречат выводам, полученным на основе предположенного закона движения [3].

Собственно сооружение представля ется пругой системой, оснонвание которой перемещается совместно с грунтом. В действительнонсти при сильных землетря сения х несущим конструкция м приходитнся работать за пределами пругости. Как показывает опыт, жестнкость сооружений при этом может меньшаться в несколько раз [9]. В таком случае фактическая работа конструкции (рис..7) характеризуется реакцией, меньшей, чем сейсмическая нагрузка, вычисля емая для линейной пругой системы. Таким образом,

эта расчетная предпосылка направлена на повышение надежности проектируенмых сооружений.

Нельзя отождествля ть колебания груннта и фундамента [8], [9], [24]. Б. К. Ка-рапетя н отмечал при взрывах меньшение сейсмического скорения на фундаментах в пределах 1Ч80%. "Правда, в отдельнных случая х наблюдалось и обратное я внление. По нашим наблюдения м, при сейнсмических воздействия х поря дка Ч5 баллов низкочастотные колебания груннта и фундамента совпадают, высокончастотные (по отношению к основному тону собственных колебаний здания ) на фундаменте оказываются значительно меньшими. Следовательно, можно полангать, что чет взаимодействия сооруженния с грунтом может снижать степень

Рис..7. Сопоставление графиков работы словнно приня той линейно денформируемой конструкнции и фактической нелиннейной

Рис..8. График коэффициента А Ч расчетный график, приня тый в Ня П; Б Ч графики, полученные М. Ф. Барштейном путем статистической обработки акселерограмм [!); В - график, построенный [3] по материалам С. В. Медведева {131

сейсмического воздействия , определя емого в настоя щее время по сейсмограммам jj) нта.

Существенные прощения приходится принимать в свя зи с опнределением расчетных значений коэффициента Pi, который зависит от характеристик сейсмического спектра, периода Ti собственных колебаний сооружения , затухания колебаний и изменя ется во вренмени. Для удобства практического пользования нормативный гранфик рг представлен только как функция 7\ и вычислен при значенния х декремента колебаний 0,1 для грунта и ~0,3 для конструкции. Из рис..8 видно, что этот график достаточно хорошо подтвержндается исследования ми, проведенными различными методами. И тем не менее известны примеры землетря сений (рис..9), ханрактеризующиеся спектральными кривыми, которые не полно впинсываются в типовой график. Более жесткие спектры на этом рисунке получены на скальных и очень плотных грунтах, менее жесткие с максимумом скоренний на больших периодах, харакнтерны для особо крупных массинвов аллювиальных грунтов иуда-ленных очагов. К сожалению, пондобный экспериментальный матенриал, отражающий геологическую специфику районов, крайне огранничен, не обобщен и в нормах понка не отражен.

Расчетный график pi (рис..8, А) относится к соорунжения м с затуханием колебаний сравнительно большим Чк зданния м с несущими стенами и друнгим бетонным и каменным коннструкция м, 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 НиП предусмотрен" дополнительный коэффициенл повышающий значения pi, определя емые нормативным графикол рис. Ш.А

Приня тые сейчас значения коэффициента сейсмичности %с, оп ределя ющегося уровнем скорений колебаний грунта оснований, су гдествуют с начала столетия . же в 1937 г. В. С. Цшохер и В. А Быховский отмечали их словность [20]. По данным С. В. Me две дева, сейсмические скорения грунта в Ч4 раза выше соответст вующих значения м /Сс. Но едва и эти наблюдаемые скореню должны приниматься для расчета сооружений [3]. Во-первых, ана лизируя записи приборов, сейсмологи обычно отмечают максиму мы, они не могут определя ть общую инерционную нагрузку нг конструкцию. Во-вторых, как об этом поминалось, 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 землетря сении - я влении, локальном и крайне редком. И нормы, как известно допускают некоторые повреждения зданий (исключающие жертвь: и большой щерб). Таким образом, определенное различие межд} наблюдаемыми скорения ми грунта и расчетными закономерно.

Обзор основных предпосылок расчета сейсмической нагрузки понказывает, что они могут вносить большие или меньшие погрешности в его результаты и задачей исследователей на ближайшее вренмя я вля ется глубленный анализ и должная количественная оценнка факторов, определя ющих эти погрешности. Что же касается рензультатов расчета в общем, то они, как это показано в начале гланвы, неплохо согласуются с наблюдаемыми последствия ми землетря нсений.

Кроме расчета проектируемые для сейсмических районов здания и сооружения должны отвечать изложенным в НиП конструкнтивным требования м, отражающим продолжительный -опыт сейсмонстойкого строительства. Результаты 8-балльных землетря сений в Петропавловске-Камчатском и Ташкенте свидетельствуют, что сунществующие нормы проектирования оправдали себя .

Следует отметить, что все известные способы практического раснчета конструкций на сейсмостойкость неизбежно содержат ря д уснловностей; с накоплением опыта и знаний эти способы будут соверншенствоваться . Тем не менее, если честь реальные возможности в отношении исходных данных и необходимость широко пользоватьнся такими расчетами, станут я сными несомненные достоинства ментодики НиП: она позволя ет производить обстоя тельный динамиченский анализ сооружений различной сложности, вя зана 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 же отмечали в первом параграфе этой главы, оценка несущей способности материалов при действии на них сейсмических нангрузок представля ет исключительные труднонсти, свя занные как с нестационарностыо самих воздействий, так и с недостатком опытных данных, характеризующих словия прочнности при различных динамических загружения х. В свя зи с этим действующие нормы НиП II-A.I2-69 учитывают специфику влия нния сейсмических нагрузок на прочность материалов пока приблинженно путем введения в правую часть словия прочности при раснчете по первому предельному состоя нию коэффициента словий ранботы mкр.

В четвертом параграфе было показано, что многократное действие динамической нагрузки приводит к более резкому сниженнию критической силы, чем это имеет место в случае разрушения элемента от потери прочности. В свя зи с этим при расчете элеменнтов, разрушение которых определя ется словия ми устойчивости, принимать коэффициент словий работы ткр>-1 не следует.

При оценке сейсмических сил для определения периодов и форм собственных колебаний сооружений необходимо знать величину диннамического модуля пругости различных материалов. Имеющиеся в настоя щее время опытные данные (см. предыдущий параграф) показывают, что в расчетах можно приня ть динамические модули пругости большинства материалов (стали, бетона, кладок) равнынми статическим модуля м упругости. Для бетонов и кладок в каченстве последних могут быть приня ты начальные модули деформанций. Напомним, что начальным модулем деформации называется его величина при о = 0.

3. Методика расчета сейсмических нагрузок на здания и сооружения по НиП-7-81. Строительство в сейсмических районах.

Статические расчеты проводя тся 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 четом трещинообразования и пластических деформаций в бетоне. Для пространственных тонкостенных подкрепленных конструкций, выполненных из материалов с заданной диаграммой напря жение-деформация , возможен расчет с четом как физической, так и геометрической нелинейности. Расчет строительных конструкций проводится с четом требований строительных норм и правил (НиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия Ф, НиП II-7-81* Строительство в сейсмических районах и НиП 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 функция ми ускорения основания , и в этом случае расчет ведется по традиционной методике, либо функция ми перемещений, скоростей и скорений, что дает возможность учитывать скорость распространения сейсмической волны. По результатам расчета определя ются перемещения узлов, силия в элементах конструкции, также нагрузки на оборудование (спектры ответов).

Расчет на собственные колебания проводится как без чета, так и с учетом начальных силий от собственного веса, приложенных нагрузок, температуры и сил инерции вращения .

В настоя щее время ря дом ведущих научно-исследовательских и проектных организаций страны по заданию Госстроя России ведется работа по пересмотру действующей главы НиП 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 поня тие "сейсмостойкость" здания или сооружения . Это поня тие включает в себя цели, которые необходимо достичь в результате проектирования и строительства, и словия , при которых эти цели должны достигаться .

Цели: состоя ние здания после землетря сения должно допускать его дальнейшую эксплуатацию с некоторыми ограничения ми (например, в жилых домах без выселения жильцов, в производственных здания х - без остановки технологического процесса). При этом, конечно, не исключен последующий ремонт некоторых элементов здания .

Условия : цели достигаются при воздействия х, параметры которых казаны на картах сейсмического районирования и в нормах. Таким образом, при других словия х, когда воздействие отличается от прогнозируемого, цели проектирования в сейсмических районах не достигаются .

Прогноз сейсмической опасности сложен и не всегда достоверен. Известны случаи, когда по ровню воздействия он оказывался заниженным на один-два балла.

Поэтому новая формулировка поня тия "сесмостойкость" предполагает корректировку целей проектирования и условий их достижения .

Предполагается одновременное достижение двух целей: не только обеспечение дальнейшей эксплуатации здания (с ограничения ми) после землетря сений, указанных на картах сейсмического районирования , но и обеспечение общей стойчивости и необрушения сооружения после возможного землетря сения более высокой интенсивности, при этом в конструкция х могут иметь место значительные остаточные деформации, повреждения и даже разрушения ограждающих и некоторых несущих конструкций.

Первый ровень воздействия принимается соответствующим карте сейсмического районирования , т.е. по действующим нормам. Второй ровень принимается по результатам специального анализа геологической и сейсмологической обстановки в районе строительства. Этот ровень может существенно превышать первый ровень (до 1 балла).

Таким образом, измененная формулировка поня тия "сейсмостойкость" предусматривает обеспечение безопасности населения даже в тех случая х, 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 землетря сения ми, при анализе эффективности систем сейсмозащиты и т.д.

При анализе работы конструкций в пругой стадии деформирования обычно используются "силовые" критерии типа : "наибольшие силия , возникающие в элементах конструкций при сейсмических воздействия х, должны быть равны или менее несущей способности элемента".

В пругопластической стадии деформирования конструкций, при которой происходит перестройка структуры сооружения и изменение физико-механических характеристик его элементов, силовые критерии же не могут использоваться . Здесь нужны критерии деформационные.

Использование в качестве критерия сейсмостойкости не силовых, деформационных параметров - одна из особенностей предлагаемой концепции сейсмостойкого строительства. Практическая реализация этой схемы расчета свя зана с необходимостью решения сложных вопросов, рассмотрение которых выходит за рамки данной статьи.

В-третьих, важным положением новых норм проектирования в сейсмических районах я вля ются рекомендации о необходимости чета закономерностей процесса перестройки структуры сооружения при сейсмических воздействия х высокой интенсивности.

анализ последствий землетря сений, а также теоретические и экспериментальные исследования подтверждают целесообразность допущения локальных разрушений в здания х при расчетных ровня х воздействия . Считается допустимым, если возникают повреждения степени не более 2 по действующей сейсмической шкале. Примерно на такой ровень повреждений ориентированы действующие нормы и соответствующие расчетные коэффициенты в них. Однако НиП не содержит казаний, в каких именно элементах конструкций допускаются повреждения и какова их предельная степень. Совершенно очевидно, что некоторые элементы здания должны работать почти пруго при любых ровня х воздействия , а значит повреждения в них вообще недопустимы, другие в некоторых случая х могут быть полностью выключены из работы. Элементы конструкций имеют различную степень ответственности за возможный переход всего здания в предельное состоя ние, поэтому параметры состоя ний элементов не могут приниматься одинаковыми. Использование этого положения позволя ет отказаться от принципа равнопрочности элементов в здании и осуществля ть регулирование, в ря де 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 ровни воздействия , их спектральный состав, эффективную продолжительность колебаний, направление вектора сейсмического воздействия .

В определенных случая х целесообразно учитывать возможность проя вления отдельных импульсных движений грунта, также волновой характер сейсмического поля основания . Некоторые аспекты чета сейсмических воздействий в силу их недостаточной изученности или неопределенности параметров могут носить лишь рекомендательный характер и поэтому не должны включаться в НиП.

В проекте норм учитывается повторя емость сейсмических воздействий как фактор дополнительной сейсмической опасности. Соответствующие расчетные коэффициенты приня ты по материалам научно-исследовательских работ.

При выполнении пря мого динамического расчета в качестве воздействия могут использоваться имеющиеся акселерограммы или синтезированные записи движения грунта.

В-пя тых, 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 значения ми, соответствующими предельному состоя нию сооружения в целом.

Известно, что напря женно-деформированное состоя ние сооружения при сейсмическом воздействии я вля ется весьма сложным и в полной мере не определя ется 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 землетря сений. Это свя зано с пониманием того, что неопределенность внешних характеристик (воздействия , региональные словия ) больше неопределенности внутренних параметров сооружения (разброс и изменение во время землетря сения прочностных и деформативных характеристик, сложность и нестационарность расчетно динамической модели, неустойчивость процесса перехода здания в предельное состоя ние и др.).

Вместо нерационального сложнения расчетов представля ется более правильным использовать своего рода "принцип суперпозиции", полагая что деформированное состоя ние сооружения при сейсмических воздействия х я вля ется результатом нескольких воздействий. Конечно, применение этого принципа для конструкций, деформирующихся в пругопластической стадии, нуждается в дополнительной аргументации, однако для оценочных расчетов он, по нашему мнению, может быть использован.

Практически предлагается выполня ть несколько расчетных проверок на различные по характеру и виду воздействия . Например: на горизонтальные сейсмические воздействия по различным направления м, на вертикальные сейсмические воздействия , на кручение вокруг вертикальной оси сооружений, на дополнительные силия от вертикальных нагрузок с эксцентриситетом, возникающим в результате деформации здания и основания при сейсмических воздействия х.

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

Взаимная свя зь стен, кроме армирования мест пересечения сетками, обеспечивается железобетонными (иногда армокирпичными или армокаменными) горизонтальными антисейсмическими поя сами. Их применнение предложено К. С. Завриевым. Эти поя са страиваются по всем продольным и поперечным (внутренним и наружным) стенам зданий на ровня х всех междуэтажных и чердачных перекрытий и надежно свя нзываются с ними, образуя единую замкнутую систему. Антисейсмиченские поя са играют большую роль в повышении сейсмостойкости камеых зданий. Их роль в следующем: 1) они лучшают взаимную свя зь стен; 2) силивают кладку при работе ее в плоскости стены, препя тстнвуя развитию в последней косых трещин; 3) силивают поя са кладки в районах перемычек, помогая воспринимать возникающие в них силия при действии на здания горизонтальных сил; 4) будучи свя заны с перенкрытием повышают их жесткость и монолитность

Отростки поя сов вместе с небольшими частками примыкающей к ним кладки легко вырываются из поперечных стен, после чего при следующем сейсмическом толчке неразвя занная в поперечном направлении продольная стена теря ет

устойчивость и опрокидывается .

Поя са армируются продольной арматурой и свя зываются поперечнными хомутами. В глах и пересечения х поя сов рекомендуется станнавливать косые стержни. Некоторые детали поя сов показаны на рис. V-9. Верхние поя са, расположенные на ровне чердачного перекрытия , не зажаты весом вышележащих стен и поэтому без специальных мер по лучшению их свя зи со стеной могут быть при толчке сдвинуты по плоскости контакта с кладкой. Во избежание этого рекомендуется из поя са вверх и вниз на 2Ч30 см выпускать арматуру, располагая ее на расстоя нии примерно 50 см друг от друга по длине стены. Была сделана попытка применить взамен монолитных сборные железобетонные поя са, однако распространение она пока не получила, что свя зано как с необнходимостью увеличения номенклатуры сборных изделий, так и с затрудннения ми при монтаже поя сов, не исключающем при этом использование монолитного бетона для заполнения стыков.

Следует отметить, что при плохом сцеплении в кладке эффективнность поя сов заметно снижается . Так, например, при землетря сении в Скопле были четко становлены взаимные горизонтальные сдвиги этанжей, происходя щие ло плоскостя м поя сов. Известные сомнения в этом отношении дали и исследования моделей, выполненные В. А. Быховским [V-l'2a]. При плохом сцеплении в кладке и высокой сейсмичности целенсообразно силение стен поя сами дополня ть включения ми не вертикальной арматуры в растводе, а вертикальных железобетонных элементов. Такое мероприя тие рекомендуется в Нормах ря да стран.

В том случае когда вертикальные элементы ставя тся достаточно часто (на расстоя нии 4,Ч6,5 м) друг от друга, такое решение приводит к каркасной конструкции.

В настоя щее время для перекрытий в здания х с кирпичными и канменными стенами в основном применя ются сборные железобетонные настилы - сплошные или многопустотные (с круглыми -пустотами).

5. Методы антисейсмического силения зданий. Антисейсмические поя са. армирование узлов сопря жения стен. Вертикальные железобетонные включения в стенах.

Блоки марки не ниже 50 для наружных и внутренних стен предунсмотрены 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: двухря дной (при блоках весом до 3 Т) и четырехря дной (блоках весом до 1,5 Т). Перенкрытия из сборных крупных панелей опираются на наружные и внутнренние продольные стены. Б поперечном направлении для повышения сейсмостойкости на частках с дверными.проемами станавливаются 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 ря да блоков в межсекционных поперечных и внутренней продольной стенах страинваются монолитные железобетонные обвя зки, из которых выпускаются анкеры, заходя щие примерно на 30 см в вертикальные швы выше и ниже расположенных блоков, что и обеспечивает образование шпонок, препя тствующих сдвигу блоков одного ря да относительно другого.

Железобетонные поя са (рис. V-15, V-16) с двух сторон окаймля ют сантехнические блоки поперечных стен лестничных клеток и одновремео свя зывают их с перекрытия ми и продольными наружными стенами. Для свя зи наружных стен с перекрытия ми из блоков перемычек запуснкаются анкеры в обвя зку; в обвя зку заходя т также анкеры, привареые с помощью закладных деталей к плитам перекрытий. Между анкенрами, выпущенными из блоков-перемычек и плит перекрытий, пропуснкается продольная арматура диаметром 12 мм, свя занная , кроме этого хомутами диаметром 6 мм, расположенными через 20 см друг от друга. После кладки с вибрированием бетона и становки вышерасположеых блоков обеспечивается хорошая свя зь между перекрытия ми и стенами.

Детали подвальных стен, фундамента и карниза, приня тые в рассматриваенмом проекте.

Вертикальные стыки менле ду блоками наружных стен заполня ются теплым бетонном марки не ниже 50, между блоками внутренних стен _ тя желым бетоном М100. Следует отметить, что в свя зи с большой садкой бетона и температурными деформация ми стен, также в свя зи с их работой при ненбольших (но значительно бонлее частых, чем.с расчетной силой) землетря сения х, сценпление между бетоном вернтикальных швов и бетоном блоков со временем может быть нарушено, что снизит сопротивление стен вертинкальному сдвигу. Чтобы понвысить сопротивление стынков сдвигу, необходимо понверхности блоков, образуюнщих после монтажа вертинкальные -стыки, делать с угнлубления ми и выступами, как, например, показано на рис. V-1'8, а. кладку бетона в стыки следует производить с вибрированием. При двухнря дной разрезке соединение соседних блоков сваркой занкладных деталей следует осуществля ть на трех уровння х {вверху, внизу и посерендине блока). При четырехнря дной разрезке вместо занкладных деталей могут быть

использованы вертинкальные стержни по граня м блока и армантурные каркасы, кландываемые в горизоннтальные монтажные швы, как показано для наружных стен.

Вертикальные швы между блоками должны заполня ться а бетоном с тщательной предварительной очисткой и смачиванием поверхности пазов. Закладка вертикальныха стыков кирпичной кладкой или камня нми недопустима.

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

Каменная (в том числе кирпичная ) кладка в несущих конструкнция х зданий, возводимых на сейсмически активных территория х, применя ется же много тыся челетий. Ни по одному виду строительнных конструкций нет столь многочисленных данных о поведении при землетря сения х, как по каменным сооружения м. К сожалению, эти данные еще мало обобщены, что ограничивает возможности решенния многочисленных задач при проектировании каменных сооруженний для сейсмических районов. Значительно меньше, чем, например, в области сейсмостойкости железобетона, может почерпнуть инженнер-проектировщик и из экспериментально-теоретических исследонваний, объем которых применительно к конструкция м из кирпича и камня незаслуженно мал.

Методы расчета несущей способности каменных конструкций отнличаются большой степенью идеализации их реальных свойств и условий работы под действием сейсмических и других нагрузок. В какой-то степени несовершенство методов расчета компенсирунется повышенными коэффициентами запаса прочности, принимаенмыми при проектировании каменных конструкций, также конструктивными ограничения ми, которые предусматриваются норнмами. Однако и при этих словия х о сейсмостойких каменных коннструкция х можно говорить только, если обеспечивается надлежанщее качество их выполнения по проектам, учитывающим их специнфические особенности. Невыполнение этих условий ведет к разным повреждения м не только при сильных, но даже и при относительно слабых землетря сения х.

Каменные здания , применимые в сейсмических районах, отличанются сравнительно малыми периодами собственных колебаний. Для таких сооружений НиП разрешает при определении сейсмических сил ограничиваться четом только первого (основного) тона коленбаний. Величина последнего (в сек) при средних грунтовых словиня х может быть приближенно найдена по эмпирической формуле

где п - число этажей в здании.

Так как согласно табл. 1.2 высота каменных зданий с несущинми стенами ограничивается 5 этажами, то у применя емых на пракнтике сооружений период Т\ обычно не превышает 0,Ч0,4 сек, что по действующим нормам соответствует максимально возможной венличине р = 3 (или близкой к ней величине). По этому признаку канменные здания могут быть классифицированы как жесткие. Для зданий такого типа нормами ИиП разрешается не проводить спенциальных расчетов величин р и т\, а определя ть их произведение п'О табл. IV. 1.

.уменьшение интенсивностиа сейсмическиха воздействии ва свя зи с повышением плотности грунтов учитывается нашими нормами пу-

тем соответствующего снижения сейсмичности площадки (см. гл. I), Наоборот, при плохих грунтовых словия х сейсмичность площадки величивается .

Измерения колебания грунтов при землетря сения х показали, что для плотных грунтов максимальные интенсивности колебаний отннося тся к высоким частотам (близким частотам их собственных конлебаний), по мере же снижения плотности грунтов максимальные интенсивности сдвигаются в сторону низких частот.

Таким образом, при одном и том же землетря сении одинаковые по конструктивным решения м здания , будучи возведенными на раз-'ушчных основания х, могут оказаться подвергнутыми различным сейсмическим воздействия м.

По данным К. Сюэхиро, при землетря сении 1923 г. в Токио жесткие здания перенесли его лучше в низменной части города, где основанием служили рыхлые аллювиальные отложения , чем в верхнней, где основания были представлены плотными делювиальными грунтами [33]. Аналогичные факты были отмечены при землетря сеннии в Северном Мюсаши (Япония ) 1931 г. и Краснополя нском (вблизи Сочи) землетря сении 1955 г. [9].

Идея смя гчения сейсмического воздействия на жесткие кирпичнные (каменные) здания в свя зи с податливостью основания была популя рна у древних зодчих Средней Азии [3]. Имеются такие принмеры, когда между скальным основанием и фундаментом страиванлись подушки из рыхлой земли и песка. Такова, например, конструкнция мавзолея на горе Тахт и Сулейман (близ г. Ош Киргизской

Хотя примеры, говоря щие в пользу строительства жестких соноружений на податливых основания х и, наоборот, податливых соноружений на жестких основания х, не единичны, все же, учитывая всё многообразие проя вления землетря сений на поверхности земнли, пока трудно говорить о количественных рекомендация х в этом направлении.

Можно, например, казать такие районы, территория которых при одних (эпицентральных) землетря сения х подвергалась корот-копериодным колебания м, при других (с даленными эпицентнрами) превалировали длиннопериодные колебания . В первом слунчае более чувствительными будут жесткие сооружения , во второмЧ более гибкие.

Во время Калифорнийского землетря сения 1952 г. на территонрии, даленной от эпицентра, больше пострадали высокие (более гибкие) здания , тогда как вблизи - низкие [45].

За исключением некоторых частных случаев, НиП предусматринвает расчет зданий на действие только горизонтальных сейсмиченских сил. При даленных эпицентрах величина вертикальных сейнсмических воздействий мала и ею можно пренебречь, однако при эпицентральных землетря сения х вертикальные сейсмические силы могут быть достаточно большими. Возникающие при этом скорения все же значительно меньше скорения силы тя жести, и поэтому при толчке вниз сейсмические нагрузки, суммируя сь с вертикальными нагрузками, действующими на здание до землетря сения , не вызынвают опасных перенапря жений. Сейсмические силы, направленные вверх, меньшают сжимающие напря жения , возникающие в сеченния х до землетря сения , не меня я при этом знака этих напря жений. Такое воз-действие обычно не опасно для прочности металлических, железобетонных и деревя нных сооружений. Для каменных же коннструкций уменьшение продольных сжимающих напря жений а0 в сечения х 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 растя гивающим нанпря жения м, в чем можно бедиться , используя формулу, рекоменндуемую НиП:

где #гл - сопротивление главным растя гивающим напря жения м при разрушении по косой штрабе, завися щее от величинны сцепления раствора с камнем (кирпичом) в швах кладки.

По этой причине происходит и нежелательное величение экснцентрицитетов. Учитывая это, новые нормы требуют выполня ть расчет каменных конструкций с четом одновременного действия горизонтальных и вертикальных сейсмических сил.

. Опыт многочисленных землетря сений показывает, что одним из наиболее я звимых мест в кладке я вля ются сечения по швам, в которых сцепление часто оказывается недостаточным для обеспенчения сопротивления сдвигу, разрыву или главным растя гивающим напря жения м. Таким образом, величина сцепления Ч одна из оснновных характеристик, определя ющих сейсмостойкость кладки. По этому признаку НиП делит все кладки в зависимости от достиганемого в них сцепления на три категории, приведенные в табл. IV.2,

Так как одним из параметров, определя ющих сцепление в кладнке, я вля ется марка раствора, то классификация кладок по категонрии в НиП производится с казанием минимальной марки раствонра, при которой в этой кладке может быть достигнуто необходимое сцепление. Ниже, в табл. IV.3 и IV.4, приведены категории по сейнсмостойкости для основных видов кладок бетона и бутобетона.