Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. ПРОЕКТИРОВАНИЕ АРМИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Москва 2015
Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. Проектирование армирования железобетона Справочное пособие (данные исследований, рекомендации, примеры конструирования) Москва 2015
© Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. УДК 691.328.1 ISBN 978-5-9905600-1-7 Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. «Проектирование армирования железобетона» — М. 2015. — 276 с. Издание предназначено для специалистов проектных организаций, преподавателей, аспирантов и студентов строительных вузов.
АННОТАЦИЯ В книге изложены вопросы проектирования армирования железобетонных конструкций зданий. Наибольшее внимание уделено конструкциям из монолитного железобетона. Подробно ос- вещены потребительские свойства новых видов арматуры и последние достижения в исследова- нии свойств э ективных видов стержневого и бунтового арматурного проката. Особое внима- ние уделено исследованиям деформирования арматуры в запредельной стадии при растяжении и сжатии, т.е. после достижения в ней физического или условного предела текучести как при стати- ческом, так и при однократном динамическом нагружении. Подробно изложены данные исследований нового инновационного арматурного проката класса А500СП с улучшенным сцеплением с бетоном. В разделах, касающихся конструирования армирования железобетонных конструкций, от- ражены общие требования современных актуализированных нормативных документов (СНиП, СП и Еврокодов) с их сопоставлением. Значительное внимание уделено принципиальным основам расчета и конструирования ар- мирования железобетонных конструкций зданий, проектируемых с учетом защиты от прогресси- рующего обрушения. Приведены методики расчета с целью его предотвращения, учитывающие динамический характер нагружения и влияние усилий распора. В приложениях подробно изложены конструктивные требования к армированию отдель- ных частей зданий. Здесь приведены конструктивные решения, отражающие последние научно- практические достижения в отечественном и зарубежном строительстве. Отдельно освещены осо- бенности подходов к армированию железобетонных конструкций зданий, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обрушения. Даны примеры расчетов монолитных желе- зобетонных конструкций с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения, а также при- меры эффективного использования новых видов арматуры. Особую ценность для проектировщиков представляют рабочие чертежи армирования ос- новных частей уже построенных жилых зданий, а также многоуровневого гаража и многофункци- онального торгово-развлекательного центра, построенного в сейсмоопасном районе. Издание предназначено для специалистов проектных организаций, преподавателей, аспи- рантов и студентов строительных вузов. Оно может быть использовано в реальном и учебном кур- совом и дипломном проектировании железобетонных конструкций, а также при выполнении тех- нического надзора за строительством и экспертизе проектных решений. 3
СОДЕРЖАНИЕ Стр. Введение Часть I Арматура для железобетонных конструкций без предварительного напряжения...........................................................................9 1.1 Основные виды арматуры для монолитных железобетонных конструкций зданий. Классификация и сортамент....................................................9 1.2 Свойства арматуры, влияющие на потребительские характеристики железобетонных конструкций........................................................ 1.2.1 Прочность и пластичность при статических и кратковременных динамических нагрузках................................................. 1.2.2 Сцепление арматуры с бетоном......................................... 1.2.3 Нормативные и расчетные характеристики арматуры............................. 1.2.4 Механические свойства при растяжении и сжатии горячекатаной, термомеханически упрочненной и холоднодеформированной арматуры классов А400, А500, А600, А1000 и В500, предварительно подвергнутой упруго пластической деформации растяжения 1.2.5 Свариваемость............................................................ 1.2.6 Хладостойкость........................................................... 13 13 13 20 21 23 24 1.2.7 Коррозионная стойкость................................................24 1.2.8 Выносливость при многократно повторяющихся нагрузках..................25 1.3 Условия поставки арматуры и ее переработка у потребителя...................26 1.4 Эффективность и взаимозаменяемость применяемых видов арматуры 1.5 Винтовой арматурный прокат..............................................31 Часть II Конструирование армирования............................................35 2.1 Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций......................................................35 2.2 Расположение арматуры в элементах железобетонных конструкций................42 2.3 Анкеровка арматуры.......................................................... 2.3.1 Виды анкеровки арматурных стержней......................................44 2.3.2 Факторы, влияющие на длину анкеровки....................................45 2.3.3 Анкеровка стержней, работающих на сжатие................................46 2.3.4 Приспособления для анкеровки стержневой арматуры........................47 2.3.5.Анкеровка сварных сеток.................................................47 2.3.6 Расчет длины анкеровки стержней.........................................47 2.3.7 Длины анкеровки сварных сеток...........................................49 2.4 Соединения арматуры..........................................................49 2.4.1 Стыкование арматуры внахлестку без сварки...............................50 2.4.2 Стыки внахлестку сварных сеток..........................................53 2.4.3 Длина нахлестки сварных сеток...........................................54 2.4.4 Стыки внахлестку стержней большого диаметра (>25мм).....................54 2.4.5 Сварные соединения арматуры.............................................54 2.4.6 Сварные соединения термомеханически упроченной арматуры класса. А500 (А500С и А500СП).............................................55 2.4.7 Технологические требования к производству сварочных операций для наиболее часто применяемых типов сварных соединений.......................55 2.4.8 Механические стыковые соединения........................................58 2.5 Приемка, входной контроль качества арматуры у потребителя, маркировка, упаковка.............................................................59 4
Часть III Основы проектирования железобетонных конструкций с учетом защиты зданий от прогрессирующего обрушения...........................................61 3.1 Концепции проектирования....................................................61 3.2 Принципы расчета монолитных железобетонных конструкций с учетом свойств арматуры и динамики нагружения..................................................64 3.2.1 Основные положения.....................................................64 3.2.2 Предельные состояния...................................................66 3.2.3 Учет влияния распора...................................................71 3.3 Методика расчета прочности изгибаемых железобетонных элементов конструкций монолитных каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения.......................................................................72 3.4 Методика комплексного нелинейного расчета железобетонных конструкций безбалочных перекрытий каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения......................................................73 Приложение 1 Конструктивные требования к армированию основных элементов конструкций зданий из монолитного железобетона..................... Раздел 1 Фундаменты......................................................... 1.1 Отдельные фундаменты 1.2 Ленточные (балочные) фундаменты.................................. 1.3 Сплошные плитные фундаменты...................................... 1.4 Ребристые плитные фундаменты...................................... 1.5 Полые коробчатые фундаменты....................................... 1.6 Свайные фундаменты................................................ Раздел 2 Стойки....................................................................... 2.1 Общие требования к армированию.................................. 2.2 Армирование колонн высотных зданий.................................... 2.3 Капители (оголовки) колонн............................................ 2.4 Армирование колонн с включением стальных профилей 78 78 78 80 82 85 85 86 90 90 95 97 98 Раздел 3 Стены................................................................99 3.1 Общие требования к армированию монолитных железобетонных стен.....99 3.2 Армировав несущих стен...........................................100 3.3 Армирование балок — стенок.......................................101 Раздел 4 Перекрытия..........................................................107 4.1 Общие требования к армированию перекрытий........................107 4.2 Армирование железобетонных балок.................................107 4.3 Армирование монолитных железобетонных плит........................119 4.4 Дополнительные указания по армированию плит......................127 4.5 Армирование плит опертых на отдельные опоры......................128 4.5.1 Плиты с капителями.............................................128 4.5.2 Плиты без капителей............................................130 Раздел 5 Особенности конструирования и армирования железобетонных конструкций при проектировании зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения.132 5.1 Колонны..........................................................132 5.2 Стены............................................................133 5.3 Перекрытия.......................................................135 5.4 Конструирование армирования узлов сопряжения плит, балок и колонн (пилонов)...................................................138 Приложение 2 Примеры армирования конструкций жилых зданий повышенной этажности....................................................140 Раздел 1 Фундаменты.....................................................140 5
Раздел 2 Вертикальные конструкции цокольного этажа..............................168 Раздел 3 Перекрытия цокольного этажа............................................176 Раздел 4 Вертикальные конструкции типового этажа................................191 Раздел 5 Перекрытия типового этажа..............................................204 Раздел 6 Балки..................................................................225 Раздел 7 Лестницы, ограждения балконов..........................................231 Приложение 3 Примеры армирования конструкций общественных зданий................236 А — многоуровневая автостоянка......................................236 Б — многофункциональный торгово-развлекательный центр в сейсмоопасном районе строительства.............................243 Приложение 4 Примеры расчетов монолитных железобетонных конструкций с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения Приложение 5 Примеры использования эффективных видов арматуры...................253 Список использованной литературы................................................273 6
ВВЕДЕНИЕ В период до 1990 г. в России и других рес- публиках СССР в строительстве зданий доми- нировало массовое применение сборного же- лезобетона. Широко развитая до этого време- ни индустриальная база производства железо- бетонных конструкций с использованием раз- работанных ведущими проектными и научно- исследовательскими институтами типовых проектов позволила достичь высоких темпов строительства и существенным образом сни- зить потребность в жилье. Несмотря на высокие технико-экономи- ческие показатели индустриальное строитель- ство того времени не отличалось разнообрази- ем архитектурно-планировочных решений и постепенно стало отставать от возрастающих социальных потребностей населения страны. Во многом из-за этого с начала перестрой- ки, когда значительно снизилась регулирую- щая роль государства, а также появились но- вые рыночные стимулы и потребительские стандарты, в домостроении стал активно и в возрастающих масштабах внедряться моно- литный железобетон [ 1 ]. К сожалению используемая и по сей день в России при проектировании ЖБК норматив- ная база, относящаяся к конструированию, включая армирование, создавалась в период интенсивного развития сборного строитель- ства и была ориентирована, в основном, на обеспечение проектирования индустриально производимых изделий и компонентов сбор- ных конструкций и на широко применяемые в то время виды арматуры. За последние десятилетия производство стальной арматуры претерпело большие изме- нения, связанные как с ростом производитель- ности сталепрокатного производства, так и с усовершенствованием качественных показате- лей арматурной продукции. Наметилось ши- рокомасштабное применение в строительстве арматуры повышенной прочности, пластич- ности и долговечности, с улучшенными пока- зателями по морозостойкости, огнестойкости и сопротивлению коррозионному воздей- ствию окружающей среды. Стремление к улучшению эксплуатацион- ных характеристик железобетонных конст- рукций (трещиностойкости, деформативнос- ти элементов, а также обеспечения высоких показателей сопротивления конструкций в запредельной стадии при аварийных воздей- ствиях) вызвало повышенный интерес к раз- работке арматуры с профилями, обеспечива- ющими надежное сцепление с бетоном. Из-за отсутствия отечественного опыта проектирования монолитных зданий, недо- статка специальной справочной научно-тех- нической литературы строительные объекты того времени часто возводились со значитель- ным перерасходом материалов, в первую оче- редь, арматуры, а подчас и с неоправданно рискованными конструктивными решениями, приводящими в ряде случаев к катастрофичес- ким последствиям [2]. В последнее время участились проявления природных и так называемых техногенных чрезвычайных ситуаций (ЧС). К ним можно отнести взрывы, удары от падения грузов, ав- томобильные и авиационные катастрофы, сей- смические воздействия, просадки грунта осно- ваний, последствия необдуманных реконст- рукций и перепланировок помещений, ряд иных действий, приводящих к перегрузкам конструкций. В ряде чрезвычайных ситуаций возникают особые динамические нагрузки, для которых характерна малая продолжительность действия, но их интенсивность может существенно пре- вышать несущую способность отдельных час- тей конструкций, приводя их к разрушению. Для характеристики здания в целом при ЧС используют термин «живучесть», который обо- значает способность здания или его части со- хранять несущую способность при локальных разрушениях отдельных несущих элементов вследствие перечисленных воздействий. В ре- зультате разрушения отдельных элементов про- исходит перераспределение статических нагру- зок на сохранившиеся части конструкции и оказывается возможным их последовательное (лавинообразное) разрушение, определяемое обычно как «прогрессирующее обрушение». Здания и сооружения должны противосто- ять всем видам учитываемых силовых воздей- ствий, включая особые нагрузки и нагрузки, ха- рактерные для аварийных ситуаций. При про- ектировании степень защиты от разрушения не- сущих конструктивных элементов зданий опре- деляется установленным проектным заданием уровнем ответственности возводимого объекта. В любом случае в проекте должна быть пре- дусмотрена защита от прогрессирующего об- рушения конструкций как расчетом, так и эф- фективными конструктивными техническими решениями. Это требование означает, что при любом силовом воздействии, в том числе не предус- мотренном проектом (аварийном), конструк- тивная система здания или сооружения в слу- чае локального разрушения несущих конст- 7
рукций должна обеспечивать его целостность и устойчивость, как минимум, на время, необхо- димое для эвакуации людей. При этом в рассмат- риваемой чрезвычайной ситуации перемещения и деформации элементов конструкции, а также раскрытие в них трещин не ограничиваются. Прогрессирующее обрушение конструкции здания или сооружения в большинстве случаев происходит в результате внезапного изменения принятой конструктивной схемы, из-за разруше- ния отдельных частей или несущих элементов от того или иного аварийного воздействия [3]. Однако причиной прогрессирующего обру- шения могут быть также недочеты проектиро- вания, обусловленные несовершенством рас- четных и конструктивных предпосылок норма- тивной базы, которые оказываются недостаточ- ными для предотвращения или снижения ка- тастрофичности последствий этого явления. Абсолютное исключение вероятности про- грессирующего обрушения для сложного стро- ительного сооружения может существенно увеличить его себестоимость, поэтому такой подход оправдан лишь эксклюзивно для наи- более ответственных объектов строительства, внезапное разрушение которых может быть причиной гибели значительного количества людей или необратимых техногенных и при- родных катастрофических последствий. В остальных случаях необходимо при про- ектировании использовать расчетные методи- ки и подходы к конструированию, значитель- но снижающие риск прогрессирующего обру- шения конструкций в стадиях возведения и эк- сплуатации. За последние десятилетия обострилась про- блема безопасности зданий и сооружений из железобетона. Тревожная повторяемость и ана- лиз причин катастрофических прогрессирую- щих разрушений несущих частей таких зданий как в ходе строительства, так и после его завер- шения показывает, что принятые на основе со- временных нормативных требований конст- руктивные решения не достаточно надежны и требуют определенной корректировки. Наиболее актуальной проблема безопаснос- ти зданий и сооружений из железобетона стано- вится в случае воздействия особых нагрузок ди- намического характера, при которых в конструк- тивных элементах могут развиваться усилия, су- щественно превышающие предусмотренные статическим расчетом значения. При этом опас- ность инициирования прогрессирующего обру- шения увеличивается многократно [4]. В данном издании рассматриваются воп- росы совершенствования конструирования армирования железобетонных частей зданий, направленные, в первую очередь, на предотв- ращение условий для развития неконтролиру- емого процесса катастрофического разруше- ния проектируемых объектов. Особое внимание уделено оценке традици- онных и новых видов арматуры и предложе- ниям по их рациональному применению в све- те положений актуализированных норматив- ных документов, а также на основе данных те- оретических и экспериментальных исследова- ний последних лет. Приведены примеры конструирования ар- мирования и методические рекомендации, ка- сающиеся расчета железобетонных конструк- ций с целью предотвращения прогрессирую- щего обрушения зданий. Учитывая большой зарубежный опыт мо- нолитного домостроения, в пособии были ис- пользованы материалы Европейского комите- та по бетону [5] и положения современных ев- ропейских нормативов (Еврокод 2 EN 1992-1- 1:2004) [6]. Авторы надеются, что данное издание в значительной степени расширит кругозор проектировщиков в области железобетонных конструкций зданий. Его использование при проектировании поможет избежать катастро- фических последствий при различных ава- рийных ситуациях и будет способствовать снижению металлоемкости строительства и его себестоимости. Использование материа- лов издания в учебном процессе специализи- рованных строительных ВУЗов будет способ- ствовать повышению качественных показате- лей обучения будущих инженеров-строите- лей. В издании показан пример успешного опыта инновационной разработки эффектив- ного арматурного проката класса А500СП, осуществленной и внедренной совместно с флагманом отечественной металлургии За- падно-Сибирским металлургическим комби- натом, что является показательным примером плодотворного сотрудничества науки и про- мышленности. Авторы выражают глубокую благодарность сотрудникам Центра проектирования и экспер- тизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева, активно уча- ствовавшим в оформлении текстовой и графи- ческой части издания В.Я. Никитиной, Т.Н. Ни- колаевой, Л.А. Гладышевой, а также специалис- там, принимавшим участие в составлении не- которых его разделов: В.С. Гуменюку, М.И. Ко- зелкову, И.П. Саврасову, О.О. Цыбе, А.А. Квасни- кову, А.Ю. Норматовой, В.А. Казаряну, И.Н. Су- рикову, Юрьеву А. Б., Чинокалову В.Я. 8
ЧАСТЬ I АРМАТУРА ДЛЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ 1.1 Основные виды арматуры для монолитных железобетонных конструкций зданий. Классификация и сортамент Монолитные железобетонные конструк- ции зданий, в большинстве своем, являются конструкциями без предварительного напря- жения. В качестве устанавливаемой по расче- ту арматуры таких конструкций обычно при- меняют стержневую арматуру периодическо- го профиля классов А400, А500 в виде отдель- ных стержней и в составе сварных и вязаных каркасов, а также холоднодеформированную арматуру класса В500 и арматурную проволо- ку класса Вр500(Вр-1) преимущественно в сварных сетках и каркасах. При соответствующем обосновании в мо- нолитном строительстве может быть исполь- зован винтовой арматурный прокат, произво- димый отечественной металлургической про- мышленностью по спецзаказам в ограничен- ных объемах. Использование арматуры классов А600 и выше в монолитных конструкциях допустимо при надлежащем обосновании, однако её при- менение нельзя считать массовым. В настоя- щем издании оно рассматривается лишь при- менительно к объектам, проектируемым на восприятие особых нагрузок. Для поперечного и косвенного армирова- ния обычно применяют гладкую арматуру класса А240 из стали марок СтЗсп и СтЗпс (с категориями нормируемых показателей не ниже 2 по ГОСТ 535), но также и арматуру пе- риодического профиля классов А400, А500, В500 и Вр500. В строительной практике экономически развитых стран в последние 20 лет приме- нение в монолитных конструкциях зданий свариваемой арматуры класса прочности 500 носит доминирующий характер, суще- ственно потеснив долю класса 400. (Табли- ца 1.1) [7]. Для конструкций без предварительного напряжения арматура с гарантируемым преде- лом текучести (физическим или условным) 500 МПа обладает комплексом характеристик, наиболее органично вписывающихся в работу структурного композита, которым является железобетон (Таблица 1.2). Применение такой арматуры оптимально обеспечивает прочность, трещиностойкость и де- формативность элементов железобетонных кон- струкций, причем расход стали по сравнению с классом 400 может быть уменьшен до 20 %. Т абл ица 1.1 Арматурный прокат разных стран для применения в железобетонных конструкциях без предварительного напряжения Механические свойства Страна и стандарт Класс арматуры ^т(физ.или усл.) 8 Л, gt и диаметр, мм Н/мм2 % Не менее США ASTM А615/А615М-06 А706/А706М-06а Gr.40(300) 010-19 мм Gr.60(420) 010-57 мм Gr.75(520) 019-57 мм 300 420 520 420 620 690 52оо12 7-9 6-7 »'» '• Великобритания BS 4449:2005 BS EN 10080:2005 В500А В500В В500С 06-5Омм 500 500 500 1,05от 1,08ат 1,15— 1,35ат 2,5 5,0 7,5 Германия DIN 488 Bst 420, 06-40 Bst 500, 06-28 420 500 500 550 510Ю 10 1 Канада CAN/CSA-G30.18-M92 300R 400R 500R 01О-55мм 300 400 500 1,15ат 1,15ат 1,15ат 6™11—12 7-10 6-9 9
Окончание таблицы 1.1 Страна и стандарт Класс арматуры и диаметр, мм Механические свойства ^т(физ.или усл.) ав 5 Н/мм2 % Не менее Япония JISG3112 SD40 SD 50 06-51мм 400 500 570 525 8Л6 12 —— Франция NFA35-016 Fe Е500-2 Fe Т500-3 05-40мм 500 500 1,03от 1,05от -I- 2,5 5,0 EN 10080:1999 и 2005 В500С, 6-40 В500В,6-40 В500А6-16 500 500 500 1,08— 1,35от 1 7,5 5,0 2,5 ISO 6935-2 Rb 400W, 6-40 Rd 500W, 6-40 400 500 1,02— 1,25от 8,14 14 2-7 ДСТУ 3760-98 А400С, 6-40 А500С, 6-40 400 500 500 600 8,16 14 2,5 2,5 Россия ГОСТ Р52544—2006 А500С, 6-40 В500С, 4-12 500 500 600 550 8,14 2,5(2) ГОСТ 5781-82 А400 (А-Ш) 25Г2С, 6-40 35ГС, 6-40 390 390 560 590 14 14 ——— ГОСТ 10884-94 Ат400С, 6-40 Ат500С, 6-40 440 500 550 600 8,16 14 СТО АСЧМ 7-93 А400С, 6-40 А500С, 6-40 400 500 500 600 8,16 14 ТУ 14-1-5254-2006 А400С, 6-60 А500С, 6-60 400 500 500 600 8,16 14 1 " ТУ 14-1-5526-2006 А500СП, 10-40 500 600 8,16 j Табл ица 1.2 Эффективность применения арматуры класса прочности 500МПа Нормативные документы, механические свойства, области применения, эффективность, потребительские и технические характеристики Класс арматуры А400 (А-Ш) А500 В500 Вр500 А500С А500СП Марка стали 35ГС 25Г2С СтЗСП, СтЗПС, СтЗГПС, 18ГС, 20ГСФ Документы для поставки ГОСТ 5781-82 ГОСТ Р 52544-2006, ТУ 14-1-5526-2006 ТУ ГОСТ 6727-80 Документы для расчета, про- ектирования и применения в и ж/б конструкциях СП 631330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-03) СП 631330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-03); ТСН 102-00; СТО 36554501-005-2006” СТО 36554501-016-2009 Временное сопротивление разрыву ав, Н/мм2 560; 590 600 540 Не норми- руется Предел текучести °/G0,2)’ Н/мм2 390 500 500 » 10
Продолжение таблицы 1.2 Нормативные документы, механические свойства, области применения, эффективность, Класс арматуры А400 (А-Ш) А500 В500 Вр500 А500С А500СП потребительские и технические характеристики Марка стали 35ГС 25Г2С СтЗСП, СтЗПС, СтЗГПС, 18ГС, 20ГСФ Относительное удлинение б5- 8макс> И™ 8100- % (8,)14 (35)14 (5 ) 2,5 чмакс7 ’ (5100) 2,5-3 Угол изгиба при диаметре оправки C=3d 90° 160°-180° 180° Расчетное сопротивление рас- тяжению Rs, МПа 350 435 450 435 415 Расчетное сопротивление сжатию R^. МПа 350 435(400) 450(400) 415(380) 390 (360) Нормативное сопротивление, R.nt МПа 400 500 500 Применение при отрицатель- ных температурах до -40 °C (35ГС) до -55 °C (25Г2С) до -70 °C До -55 °C До -40 °C Применение дуговой сварки прихватками крестообразных соединений Запрещено (35ГС) Допускается (25Г2С) Допускается Допуска- ется дня нерабочих стержней Запре- щено Вид профиля арматуры, минимальное значение крите- рия Рема, fR Кольцевой fR — не нормируется Серповид- ный 2-сторон- ний Д>0,05б; кольцевой Серповид- ный 4-сторон- ний Д>0,07б Серповидный Д >0,036-0,056 •'А 7 7 Эффективность сцепления с бетоном Высокая при эксплуа- тационных нагрузках, средняя при крити- ческих (аварийных) Средняя Высокая Средняя Эффективность сопротивле- ния динамическим нагрузкам Средняя Высокая Высокая Средняя Применение в качестве анке- ров закладных деталей Допускается Допуска- ется Рекомен- дуется дня повыше- ния надеж- ности Запрещено Возможныйй экономический эффект относительно армату- ры класса А400 (А-Ш) 10+20 % 15-5-25 % 5+15 % 1 1 Применение в ответственных сооружениях, проектируемых с учетом сейсмических и аварийных нагрузок Допускается Допуска- ется Рекоменду- ется как предпочти- тельное Допуска- ется с ограниче- ниями Нед опус- кается Способ производства проката Горячекатаный упрочненный Термомеханически упрочненный Холоднодеформиро- ванный Маркировка класса арматуры Прокатная на поверхности, не реже чем через 1,5 м Видом профиля Видом профиля
Дополнительные возможности повыше- ния экономичности армирования открыва- ются при использовании холоднодеформиро- ванной арматуры класса В500, технология производства которой позволяет обеспечи- вать расширенный сортаментный ряд с вклю- К классу В500 относится арматура, про- изводимая в сортаменте от 4 до 12 — 14 мм с шагом размеров 0,5 мм по современным усо- вершенствованным технологиям холодного деформирования, с регламентированным химическим составом стали, tin» ективным чением промежуточных размеров стержней и периодическим профилем и гарантирован- эффективную конфигурацию периодическо- го профиля. Применение арматуры высоких классов (А600 и выше) без предварительного напряже- ния в изгибаемых элементах сталкивается с проблемами соблюдения требований по допу- стимым прогибам и раскрытию трещин. Име- ется положительный опыт применения такой арматуры в сжатых элементах, например в про- ектируемых под большие нагрузки колоннах, габариты сечений которых по тем или иным причинам ограничены. Классы прочности арматуры представляют собой округленные гарантируемые с вероятно- стью не ниже 0,95 значения физического (от) или условного (о0 2) предела текучести стали согласно стандартам или ТУ, утвержденным в установленном порядке. Начальные буквенные символы в классах арматуры отражают способ её производства. Буквой А обозначают арматуру, прокатка и формирование профиля поверхности которой производится в горячем состоянии либо без упрочняющей термической обработки (горя- чекатаная), либо с термической обработкой в потоке прокатки (термомеханически упроч- ненная). Производимая в России арматура классов А240 и А400, как правило, горячека- таная, а классов А500, А600 — термомехани- чески упрочненная. В малозначительных объемах пока продолжает выпускаться термо- механически упрочненная арматура класса А400 и горячекатаная класса А600. Начальной буквой В обозначают арматуру, формирование профиля и деформационное упрочнение которой происходит в холодном состоянии посредством волочения через мо- нолитные волоки или прокатки в роликовых волоках (шайбах) с одновременным нанесени- ем профиля. В новом Своде правил СП63.13330.2012 холоднодеформированная арматура класса прочности 500 подразделена на две группы В500 и Вр500, существенно отличающиеся и по технологии производства, и по качествен- ным показателям, и соответственно по значе- ниям расчетного сопротивления. ным с обеспеченностью не ниже 0,9 полным удлинением 6max (A t) > 2,5 %, что соответ- ствует международным стандартам и поло- жениям Европейских норм проектирования Eurocode 2. Арматура классов Вр500 (арматурная прово- лока Вр-1) изготовляется из стали с практичес- ки нерегламентированным химсоставом в сор- таменте 3,0; 4,0; и 5,0 мм, причем многие произ- водители выпускают её с минусовыми допуска- ми на диаметр, существенно увеличенными от- носительно требований ГОСТ 6727—80. Её ха- рактеристики прочности и пластичности не отвечают требованиям международных стан- дартов. В качестве устанавливаемой по расче- ту арматуру класса Вр500 целесообразно при- менять только в малоответственных элементах конструкций. В технической документации на армату- ру (ГОСТ, ТУ) концевые и промежуточные буквенные символы в обозначениях классов отражают особенности эксплуатационных свойств арматуры (например, С — сварива- емость, П — профиль, улучшающий сцеп- ление, с — для северного исполнения, К — устойчивость к коррозии под напряжени- ем). Горячекатаная арматура класса А400 в мас- совом объеме выпускается в сортаменте от 6 до 40 мм, а термомеханически упрочненная класса А500 — в сортаменте от 10 до 40 мм с шагом размеров от 2 до 4 мм. По специальным заказам возможна поставка арматуры А400 и А500 больших размеров (50 мм) и меньших — (5,5 — 8 мм), но из-за сложностей металлур- гического прокатного производства в практи- ке проектирования железобетонных конструк- ций применение этих групп сортамента огра- ниченно. Применение холоднодеформированной арматуры в сортаменте от 4 до 14 мм, с ша- гом типоразмеров 0,5 мм дает возможность более рационального расхода металла в кон- струкциях. Данные по сортаменту потребляемой в строительстве РФ ненапрягаемой арматуры приведены в таблице 1.3. 12
Таблица!.3 Доля потребляемой в строительстве РФ ненапрягаемой арматуры в зависимости от диаметра Диаметр арматуры 4-5 6-8 10-12 14-20 23-28 32-40 Объем, % 13-14 16-18 26-28 13-15 18-20 7-8 Способ поставки В мотках В мотках, в стержнях В стержнях 1.2 Свойства арматуры, влияющие на потребительские характеристики железобетонных конструкций 1.2.1 Прочность и пластичность при стати- ческих и кратковременных динамических нагрузках С позиции обеспечения надежности против прогрессирующего обрушения конструкции важным показателем является не только гаран- тируемый уровень предела текучести арматуры, соответствующий её классу, но и отношение нор- мируемых значений временного сопротивления к пределу текучести (а0 2), которое не дол- жно быть менее 1,05, а для конструкций зданий повышенной ответственности не менее 1,08. При увеличении скорости приложения на- грузки предел текучести изический или ус- ловный) арматуры возрастают, причем степень динамического упрочнения увеличивается с повышением скорости нагружения и умень- шается с повышением класса прочности арма- туры. С целью экономии расхода металла это явление может быть учтено введением коэф- фициентов динамического упрочнения. Реко- мендуемые значения коэффициентов динами- ческого упрочнения арматуры и бетона при- ведены в части III. Способность арматуры к пластическому деформированию необходима, с одной сторо- ны, для выполнения разного рода гибочных операций при арматурных работах, а с другой, и наиболее важной, для обеспечения безопас- ности работы конструкций при перераспреде- лении усилий в статически неопределимых конструктивных системах, к которым относят- ся практически все монолитные здания. Осо- бенную важность приобретает пластичность арматуры при экстремальных силовых воздей- ствиях на конструкцию, в том числе кратков- ременных динамических и сейсмических, мо- гущих привести к катастрофическим формам обрушения сооружения. [9]. Отавным показателем пластичности арма- туры как составной части железобетонной конструкции является характеристика 8тах (А ), которая отражает максимум удлинения арматурного стержня в области равномерных деформаций растяжения, предшествующих началу снижения несущей способности этого стержня. На диаграмме о—е при испытании стержня на растяжение — это участок от нуле- вой точки до начала нисходящей ветви, сви- детельствующей об образовании локального сужения (шейки) на образце. Протяженность именно области равномерных удлинений ди- аграммы деформирования арматурного стер- жня определяет эффективную энергоёмкость разрушения не только арматуры, но и железо- бетонной конструкции в целом. Поэтому в международных нормах проек- тирования сейсмостойких конструкций глав- ным критерием применимости того или ино- го вида арматуры (как характеристика пре- дельной пластичности стали) служит именно значение полных равномерных удлинений ар- матурных сталей 8тах (А). В отечественных нормах проектирования сейсмостойких конструкций СП 14.13330-2011 вообще не допускается применение рабочей арматуры с 8max (A t) менее 2,5 %, в частности, арматурной проволоки класса Вр-1 (Вр500), а при сейсмичности площадки строительства 8—9 баллов арматура должна иметь 8^ (А У>5 % и отношение (а0 2)>1,08. Нормативы со- ответствующего Еврокода 8 в этом отношении еще более категоричны. При проектировании несущих конструк- ций зданий высокой степени ответственно- сти для исключения вероятности прогресси- рующего обрушения целесообразно соблю- дение аналогичных требований даже при от- сутствии сейсмической опасности в зоне строительства. 1.2.2 Сцепление арматуры с бетоном Совместная работа арматуры с бетоном обеспечивается сцеплением, т.е. непрерывной связью по всей поверхности контакта между ними. Сцепление должно обеспечивать пере- 13
дачу усилий от арматуры на бетон или от бето- на на арматуру вплоть до разрушения конст- рукции, предопределяя работу железобетона как композитного материала. Для некоторых видов изгибаемых и внецен- тренно сжатых элементов сцепление играет су- щественную роль в обеспечении прочности се- чений, предотвращая чрезмерное раскрытие трещин, ведущее к сокращению высоты сжатой зоны и, как правило, к преждевременному раз- рушению конструкции. Кроме того, надеж- ность конструкции, зависит от анкеровки кон- цов арматуры в опорных узлах, стыках, местах обрыва стержней. Сцепление является важным фактором контроля прогибов изгибаемых и внецентренно сжатых с большим эксцентриси- тетом железобетонных элементов. Требуемое сцепление арматурного стерж- ня с бетоном достигается благодаря периоди- ческому профилю, главной оценочной харак- теристикой геометрии которого (по сцепле- нию) в нормативной документации является относительная площадь смятия поперечных ребер fR (критерий Рэма), оптимальная область значений которой лежит в пределах от 0,07 — 0,09. Дальнейшее увеличение fR практически не улучшает сцепления с бетоном[ 10 ]. До 90-х годов прошлого столетия в СССР практически единственным типом периоди- ческого профиля стрежневой арматуры был так называемой кольцевой по ГОСТ 5781-82 (рис. 1.1 а). Сейчас в РФ стержневой арматур- ный прокат наиболее распространенных клас- сов А400 и А500 выпускается как с кольцевым (по ГОСТ 5781), так и с так называемым «ев- ропрофилем» (рис 1.16), имеющим двусторон- нее (двухрядное) расположение серповидных поперечных ребер, форма и шаг которых рег- ламентируется ГОСТ Р 52544, СТО АСЧМ 7-93 и большой группой ТУ. В западноевропейских странах этот про- филь начал применяться для стержневой арма- туры с начала 70-х годов, и к 2003 году почти полностью вытеснил профили других типов, так как его геометрия имеет ряд преимуществ по сравнению с «кольцевым», главным обра- зом, относящихся к технологичности в прокат- ном производстве. Вместе с тем, кольцевой про- филь продолжает присутствовать в междуна- родном стандарте ISO 6935-2.2007, в нацио- нальных стандартах Австрии, США и ряда тех- нически развитых стран Азии, где арматура с кольцевым профилем применяется в значи- тельных объемах. б в Рисунок 1.1 — Основные типы периодического профиля: а — кольцевой (ГОСТ 5781)/.>0,10 (не нормируется); б— серповидный двусторонний (СТО АСЧМ 7-93)/г > 0,056; в — серповидный четырехсторонний (ТУ 14- 1-5526-2006)/г >0,075 Недостатком серповидного профиля, под- твержденным экспериментально, является сниженная по сравнению с кольцевым профи- лем прочность и жесткость сцепления арма- турных стержней с бетоном вследствие мень- шей площади смятия поперечных ребер при их увеличенном шаге. В международных реко- мендациях ЕКБ-ФИП 1970 г. и ряде последую- щих редакций проекта Еврокода 2, нормах США расчетные базовые длины анкеровки арматуры значительно выше, чем требуемые по действо- вавшим до 2003 г. строительным нормам РФ. Это видно из диаграммы на рис. 1.2, где в ретроспективе приведены значения базовых длин анкеровки на примере арматуры перио- дического профиля класса А400 (420) диамет- ром до 20 мм в бетоне класса В25 (М350), со- ответствующие требованиям норм проектиро- вания разных стран. Особенно наглядны дан- ные по положению на 1984 г., когда в СССР и США применяли преимущественно кольце- вой профиль, а в Западной Европе — серпо- видный. Впоследствии, в связи с распростра- нением на международном рынке арматуры серповидного профиля требования к длинам анкеровки повысились и в США. В отличие от европейских стран, в которых серповидный профиль занял монопольное положение на рынке арматуры, в России, где число производящих арматуру металлургичес- 14
™ СССР РФ “ CEN/FIB 1=1 ACI318 Рисунок 1.2 — Базовые значения длины анкеровки стержневой арматуры по нормам проектирования СССР (РФ), CEN(FIB) США(АС1-318), (бетон В25 (М350), арматура А400 (А-Ш) диаметром 18 мм) ких предприятии велико, продолжают сосуще- ствовать как серповидный профиль, так и тра- диционный кольцевой профиль по ГОСТ 5781-82. Это положение допускается действу- ющими стандартами и ТУ на арматурный про- кат. При этом, к сожалению, конфигурация профиля перестала служить визуальным иден- тификационным признаком класса прочнос- ти арматуры. Стержневая арматура любого класса мо- жет иметь и тот, и другой из названных про- филей, а следовательно, проектировщик не имеет гарантий, что на объект в весь период его строительства будет поставляться армату- ра только одного требуемого класса. Поэто- му в СП 52-101-2003 было сочтено целесооб- разным принять некое компромиссное значе- ние базовой длины анкеровки /0 (меньшее, чем в Еврокоде 2, но большее, чем в СНиП 2.03.01). Очевидно, что при этом оказалась необос- нованно сниженной степень надежности кон- струкций, армированных стержнями с серпо- видным профилем. В 2003 - 2004 гг. в НИИЖБ им. А.А Гвоздева был разработан для арматуры класса А500 про- филь с условным названием «серповидный четы- рехсторонний» (рис Л в), который объединяет в себе положительные особенности как кольцево- го, так и двухстороннего серповидного профилей, • ЭЛЕ а также имеет отдельные оценочные показатели эффективности сцепления с бетоном даже более высокие, чем у профиля по ГОСТ 5781—82 [10]. По сравнению с двусторонним (двухряд- ным) серповидным новый профиль позволя- ет при одинаковой высоте поперечных ребер поднять на 30 — 40 % относительную площадь смятия /R, при том, что шаг ребер в каждом ряду увеличивается на 10 — 15 %. Увеличен- ный шаг расположенных в разбежку попереч- ных ребер облегчает внедрение между ними зерен крупного заполнителя, что повышает прочность сцепления. Четырехрядная компо- новка ребер делает более равномерным по кон- туру сечения стержня распределение раскли- нивающих бетон усилий распора, возникаю- щих в зонах анкеровки или нахлестки армату- ры (рис. 1.3). Отчетливое визуальное отличие конфи- гурации нового профиля практически ис- ключает возможность случайного попадания в конструкции арматуры низшего относи- тельно проектного класса прочности (400 вместо 500). Это позволяет безошибочно идентифицировать класс прочности посту- пающей на стройку арматуры без необходи- мости расшифровки прокатной маркировки на поверхности стержней, в виде трудно чи- таемых комбинаций буквенных символов, 15
к Рисунок 1.3 — Конструкция четырехстороннего серповидного профиля и схема взаимодействия растяну- того арматурного стержня с окружающим бетоном: 1 — нормируемые габаритные размеры четырехстороннего арматурного профиля; 2 — усилия распора в зоне передачи напряжений с арматуры на бетон и характер трещинообразования в бетоне; а — двухсторонний серповидный (европейский) пр .си филь; б — четырехсторонний серповидный профиль нового типа утолщенных и пропущенных ребер, индивиду- альных у каждого предприятия-производителя. Арматура класса А500СП с серповидным четырехсторонним профилем массово выпус- кается крупнейшим металлургическим пред- приятием «Евраз-объединенный ЗСМК» в те- чение ряда лет по ТУ 14-1-5526-2006 в объеме около 400 тыс. т в год и применяется в строи- тельстве по СТО 36554501-005-2004 **[11,12]. Выполненные исследования выявили спо- собность при вытягивании из бетона стержней класса А500 с четырехсторонним серповидным профилем (при длине заделки всего 8 диамет- ров) сохранять достаточную прочность сцеп- ления даже при значительных пластических деформациях стержней при растягивающих напряжениях на уровне предела текучести. Сравнительные графики распределения по длине средних значений остаточных деформа- ций удлинения стержней (5) в пределах зоны изначального контакта с бетоном приведены на рис. 1.4. В аналогичных условиях стержни серповидного двухстороннего профиля с 016 мм Рисунок 1.4— Распределение пластических удли- нений арматурных стержней класса прочности 500 МПа 016 мм в пределах длины зоны заделки, £аи »I = 94у при исчерпании прочности сцепления с бетоном (слева для серповидного четырехсторонне- го профиля, справа — для стандартного двухсторон- него серповидного профиля) 16
6s/(5t Втягивание в бетон свободного конца арматурного стержня Кв-35.7 Н/мм2 016, Lan=9d (145мм) fR=0.077 Кв=40.0 Н/мм2 016, Lan=10d (160мм) fR=0.081 Деформация растяжения загруженного конца арматурного стержня F/4 мкм Кв=41.6 Н/мм2 016, Lan=8d (130мм) fR=0.081 2200 2000 1800 1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 016, Lan=6.25d (100мм) fR=0.078 г* уТТу- Стамм ipacnmi/ \Резиюципроклщз Измерение распжсдц таруженного конца е% 6sZ 0Т(О.2) Втягивание в бетон свободного конца арматурного стержня Деформация растяжения загруженного конца арматурного стержня МКМ Кв=41.6 Н/мм2 016, Lan=8d (130мм) fR=0.061 016, Lan=9d (145мм) fR=0.061 016, Lan=6.25d (100мм) fR=O.O57 Кв-40.0 Н/мм2 016, Lan=10d (160мм) fR=O.O61 2200 2000 1800 1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 а - А500СП; б—А500С Рисунок 1.5—Деформации втягивания ненагруженного конца стержня и энергоемкость разрушения сцепления арматуры 016 мм с бетоном ребрами той же высоты теряют прочность сцепления при значительно меньших пласти- ческих деформациях арматуры. Благодаря это- му затраты энергии на разрушение сцепления при испытаниях на вытягивание (энергоем- кость сцепления), которая представлена как заштрихованная площадь под диаграммой ра- стяжения нагруженного конца стержня, для нового профиля заметно выше (рис. 1.5). Экс- периментально установлено также, что энер- гоемкость сцепления нового профиля превы- шает аналогичный показатель, демонстриру- емый и кольцевым профилем. Данный показатель очень важен для обес- печения стойкости конструкции зданий и со- оружений против прогрессирующего обруше- ния в условиях запредельной (катастрофичес- кой) стадии сопротивления внешним воздей- ствиям. Надежное сцепление арматуры с бе- тоном во многом обеспечивает пластическое деформирование в зонах расчетных сечений и, следовательно, способствует перераспределе- нию усилий в монолитных системах. Сравнительные характеристики применя- емых видов периодического профиля стерж- невой арматуры приведены в таблице 1.4. 17
ОС Условно балльная оценка эффективности применяемых в РФ типов периодических профилей стержневой арматуры Табл и ца 1.4 Геометрические параметры и оценочные характеристики периодического профиля стержней, определяющие высокие эксплуатационные качества арматуры (нормиру- емые параметры выделены жирным шрифтом) Оптимальные уровни значений и показателей Значения геометрических параметров и оценочных характеристик для применяемых в РФ типов арматурных профилей. Число значков (+) — условно бальная оценка эксплуатационных качеств Кольцевой по ГОСТ 5781 Серповидный двухсторонний по ГОСТ Р 52544 Серповидный четырехсторон- ний по ТУ 14-1-5526 1 2 3 4 5 Относительная площадь смятия поперечных ребер fR 0,07-0,08 фактическая0,093-0,128 (++) Нормируемая не менее 0,043-0,056 (++) Нормируемая не менее 0,075-0,078 (+++) Шаг поперечных ребер (с учетом допусков) t л (0,6-0,8)йн 0,3-0,7<1н (++) Табл. 2: (0,4-1,0) ён Прилож. А: (0,42-0,69) dH (++) (0,50-0,86)dH (+++) Высота поперечных ребер (для серповидных ребер — максимальная) h >0,065dH (0,04-0,05)0н (++) Табл. 2: (0,065-0,1) dH Прилож. А:(0,067-0,083)йн (0,063-0,083)dH Плавность сопряжения боковых поверх- ностей поперечных и продольных ребер с поверхностью сердечника (радиус сопряжения г) Максимально возможный 1,5-3,5 мм (только для поперечных ребер) (++) Не предусматривается и не нормируется (рис. А.1 в прилож. А) (++) Предусматривается (рис. 1), но не нормируется (+++) Коэффициент охвата сердечника поперечными ребрами (0,8-0,9)лс1н (0,85-0,95)rcdH (0,75-0,80) TtdH (++) (0,85-0,95) TtdH Отношение расстояния в свету между поперечными ребрами к их высоте /А >8 3,12-6,5 (+) 4,72-7,10 (++) 7,12-10,75 Возможность увеличения высоты поперечных ребер для достижения оптимальной площади смятия ребер fR Не требуется до 0,07-0,08 Не требуется (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Способность при минимальных нормируемых значе- ниях/^ сохранения сцепления с бетоном при плас- тических деформациях арматуры за пределом текучести Средняя (++) Средняя (++) Высокая (+++) Возможность усиления сцепления с бетоном при повышении площади смятия ребер (при адекватном поперечном армировании конструкции) Высокая Малая (++) Средняя (++) Высокая Способность обеспечения нормируемого уровня сопротивления динамическим, в т.ч. циклическим, нагрузкам Высокая Средняя (++) Высокая (+++) Высокая (+++)
Окончание таблицы 1.4 1 2 3 4 5 Деформативность железобетонных изгибаемых элементов (балок, плит) при нормативной нагрузке Низкая Низкая (+++) Средняя (++) Низкая (+++) Трещиностойкость железобетонных изгибаемых элементов (балок, плит) при нормативной нагрузке Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Защита от воздействия агрессивных сред и высоких температур (с учетом показателей трещиностойкости) Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Способность при минимальных нормируемых значениях fR к обеспечению надежности и жесткости концевых анкеров (обжатых шайб) на предварительно напрягаемых арматурных стержнях с натяжением на упоры форм Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Длина зоны передачи напряжений на бетон при отпуске натяжения арматуры Малая Малая (+++) Средняя (++) Малая (+++) Распорность профиля на длине зоны передачи напряжений на бетон при значениях fR. - минимальных нормируемых, - при фактических высоких и близких к оптимальным Низкая Низкая Высокая (+) Высокая(+) Низкая (+++) Средняя (++) Низкая (+++) Низкая (+++) Узнаваемость (простота идентификации) класса арматуры на стройплощадке Высокая Средняя (++) Средняя (++) Высокая (+++) Технологичность в производстве Высокая Средняя (++) Высокая (+++) Высокая Суммарная условно балльная оценка эффективности типов периодического профиля арматурных стержней (+)42 (+)42 (+)57 1
Т аблица 1.5 Расчетные и нормативные значения сопротивления арматуры классов прочности от 400 до 600 Н/мм2 Класс арматуры Номинальный диаметр арматуры, мм Нормативные значения сопротивления растяже- нию Rs п и расчетные значения сопротивления растяжению для предель- ных состояний второй группы R . МПа Расчетные значения сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы, МПа Расчетные значения сопротивления поперечной арматуры (хомутов и отогнутых стержней) растяжению для предель- ных состояний первой группы, МПа растяжению к, сжатию Л SC А400 6-40 400 350 350 280 А500С 10-40 500 435 435(400) 300 А500СП 10-40 500 450** 450*’(400) 300 А600С 10-40 600 520 470(400) 300 В500С 3-16 500 435 415(380) 300 Вр500(Вр-1) 3-5 500 415 390(360) 300 Примечания: 1. Значения Rx в скобках используют только при расчете на кратковременное действие нагрузки. 2. Отмеченные звездочкой значения Rsn Rx арматуры класса А500СП приняты согласно СТО 36554501-005-2013, выпущенного ОАО «НИЦ «Строительство». Холоднодеформированная арматура клас- са В500 (В500С) обычно имеет трех- или че- тырехрядный профиль, геометрические харак- теристики которого обеспечивают достаточно надежное сцепление с бетоном. Профиль и механические свойства арма- турной проволоки класса Вр500 (Вр-1), как правило, позволяют использовать её преиму- щественно в составе сварных сеток как распре- делительную (монтажную) арматуру или для изготовления хомутов. 1.2.3 Нормативные и расчетные характеристики арматуры Нормативные значения сопротивления ра- стяжению (Rs й) арматуры принимаются рав- ными значениям контролируемого физичес- кого (ат) или условного (о0 2) предела текучес- ти по соответствующим стандартам или техни- ческим условиям. Расчетные значения сопро- тивления растяжению продольной арматуры (7Q для предельных состояний первой группы оп- Рисунок 1.6 — Диаграммы растяжения арматуры класса А500СП 010-40 мм производства Западно-Сибир- ского металлургического комбината: 1 — фактическая по испытаниям НИИЖБ; 2 — идеализированная по испытаниям ЦЗЛ ОАО «ЗСМК» в 2010, 2011,2012, 2013 гт.; 3 — расчетная по данным испытаний ОАО «ЗСМК» ys= 1,15; 4 — расчетная для проектирования, К= 1,08. 20
а б в Рисунок 1,7— Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры класса А400 из стали марки 25Г2С диаметром 16 мм (деформации последействия условно не показаны): а — в исходном состоянии; б— после вытяжки с остаточной деформацией 1%; в — то же с остаточной деформацией 5%; г — то же с остаточной деформацией 9%. ределяют согласно СП 63.13330.2012 как част- ные отделения нормативного значения на ко- эффициент надежности по арматуре ys, при- нимаемый равным 1,15. Расчетные и нормативные значения арма- туры классов прочности от 400 до 600 Н/мм2 приведены в таблице 1.5. Высокая однородность механических свойств арматуры класса А500СП, производи- мой только ОАО «ЕВРАЗ ЗСМК» с гарантиро- ванным браковочным минимумом предела те- кучести от>515 МПа по ТУ 14-15254-2006*, обес- печивающих ys= 1.15, позволило для этой арма- туры рекомендовать R. =450 МПа (рис. 1.6). 1.2.4. Механические свойства при растяжении и сжатии горячекатаной, термомеханически упрочненной и холоднодеформированной арматуры классов А400, А500, А600, А1000 и В500, предварительно подвергнутой упруго пластической деформации растяжения Железобетонные конструкции зданий в течение срока эксплуатации могут иметь раз- нообразную историю нагружения. При этом растягивающие усилия в арматуре могут сме- няться сжимающими (и наоборот) при сейс- мических воздействиях в виде однократных или повторных толчков, зачастую меняющих направление, а также при нагрузках взрывно- го или ударного характера. После таких силовых воздействий, не при- водящих к полному или частичному разруше- нию здания, возникает необходимость оцен- ки остаточной несущей способности его кон- струкций для определения возможности их дальнейшей эксплуатации. На рис. 1.7(1) и 1.8 показан характер изме- нения сопротивления сжатию арматуры клас- са А400(,\ А600 и А1000 после значительного пластического деформирования растягиваю- щей статической нагрузкой. Если в исходном состоянии прочность арматуры при растяже- нии и сжатии практически одинакова (рис. 1.7а), то после растяжения до пластической де- формации свыше 1 % её условный предел те- кучести (о0 2) при статическом (рис. 1.76, в, г и рис. 1.86) и динамическом (рис. 1.8д) сжатии за счет проявления эффекта Баушингера уменьшается практически в 2 раза. Арматура класса А1000 после растяжения до 0,8 % при сжатии не разупрочнялась (рис. 1.8в). Суммируя приведенные результаты испы- таний, можно рекомендовать в качестве рас- четных диаграмм деформирования для арма- туры классов А400, А500, А600 при различных режимах статического и динамического на- (1) Опыты Казаряна В А. Холоднодеформирован- ная арматура для испытаний поставлена МК «Цен- трметалл» г. Ижевск. E-mail: office@centrmetall.ni 21
8 4 б. МПа 1200- • -1200 ’ -б МПа Рисунок 7.# — Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры: а, б, в — классов А600 и А1000 при статическом растяжении и сжатии; г, д — класса А600 при статическом растяжении и динамическом сжатии Рисунок 1.9 — Диаграммы деформирования арматуры классов А400, А500 и А600 при различных режимах приложения статической нагрузки: а — только при растяжении и при сжатии до от; б — при первоначальном растяжении до 0,75 ат с последующим сжати- ем и растяжением; в — то же при первоначальном растяжении до 0,9от; г — то же при первоначальном растяжении до от и пластической деформации е5 = 0,45 % ; д — то же при растяжении до от и пластической деформации е5 = 1,1 %. 22
а баб 1-партия ll-партия Относит, деформация, % Относит, деформация, % Относит, деформация, % Относит, деформация, % Рисунок 1.10—Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры класса В500С: а — в исходном состоянии, б — после вытяжки с остаточной деформацией 1% гружения — усредненные зависимости, при- веденные на рис.1.9. На рис.1.10(1)) приведены результаты ис- пытаний на растяжение и сжатие образцов двух партий холоднодеформированной арма- туры классов В500 (В500С). Следует отметить, что ключевые характеристики прочности на растяжение и на сжатие в исходном состоянии отличаются друг от друга незначительно. Предварительное растяжение образцов хо- лоднодеформированной арматуры до дефор- мации свыше 1 % приводит к снижению их прочности на сжатие не более чем на 20 %, что существенно меньше разупрочнения при сжа- тии (составляющему 50 % и более) образцов горячекатаной и термомеханически упрочнен- ной арматуры, предварительно претерпевших такую же деформацию растяжения. Этот впервые установленный факт дает ос- нование рекомендовать холоднодеформирован- ную арматуру класса В500С, обладающую плас- тичностью, характеризуемой значением полно- го относительного удлинения при растяжении (5тах или А ) не менее 5 %, для использовании в железобетонных конструкциях строительных объектов как обычных, так и повышенной от- ветственности. Такая арматура может быть при- менена и в конструкциях, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обру- шения от нагрузок аварийного характера. При проведении работ по оценке остаточ- ной несущей способности на сжатие элемен- тов конструкции, претерпевших повреждения, сопровождающиеся пластическими деформа- циями растяжения рабочей арматуры (с оста- точным равномерным удлинением равным и более 1 %), рекомендуется принимать следу- ющие расчетные значения снижения сопро- тивления статическому и динамическому сжа- тию этой арматуры: - для горячекатаной и термомеханически упрочненной арматуры на 50 %; - для холоднодеформированной арматуры класса В500С на 20 %. 1.2.5 Свариваемость Все виды арматуры, применяемой без предварительного напряжения, являются сва- риваемыми, однако при проектировании ар- матурных каркасов монолитных конструкций и разработке ППР необходимо четко представ- лять ограничения свариваемости, которые на- кладывают химический состав стали (содержа- ние углерода более 0,24 %) и способ производ- ства арматуры (горячекатаная или с термоме- ханическим упрочнением). Так, для горячекатаной арматуры класса А400 из стали марки 35 ГС из-за высокого со- держания углерода недопустима (и опасна) ду- говая сварка прихватками пересечений с арма- турой (как того же, так и других классов), а так- же использование любых монтажных прихва- ток стержней при сборке арматурных каркасов. Такие прихватки неоднократно оказывались причиной хрупкого разрушения каркасов. Термомеханически упрочненные стали всех классов склонны к разупрочнению при контак- тной стыковой сварке стержней вследствие от- пуска металла из-за значительных тепловложе- ний, характерных для этого вида сварки. Такие соединения должны выполняться квалифици- 23
рованными специалистами в цеховых услови- ях, на установках, позволяющих производить соединение методом непрерывного оплавления без предварительного разогрева. 1.2.6 Хладостойкость В зависимости от химического состава ста- ли и способа производства арматура в различ- ной степени может быть склонна к хрупкому разрушению при низких температурах. Его причинами могут стать: общее снижение пла- стичности металла, локальное формирование неблагоприятных (хрупких) структур металла в зоне сварного соединения, наличие механи- ческих повреждений поверхности арматурных стержней, особенно на продольных ребрах. Из числа применяемых в настоящее время видов арматуры для конструкций без предва- рительного напряжения наиболее склонной к хладноломкости является арматура класса А400 из стали 35ГС, особенно при наличии различных сварных соединений. В мировой нормативной практике стали с подобным хим- составом не относят к свариваемым. Области применения арматуры в зависи- мости от зимней температуры эксплуатации конструкций зданий регламентированы Сво- дом правил СП 52-105-2009. «Железобетонные конструкции в холодном климате и на вечно- мерзлых грунтах» (таблица 1.6). 1.2.7 Коррозионная стойкость Стальная арматура без специальных за- щитных покрытий в виде полимерных пле- нок или иных антикоррозионных средств подвержена общей коррозии. Поэтому в проектах должны соблюдаться предусмот- ренные нормами СП 28.13330.2012 «Защита строительных конструкций от коррозии» требования по толщине защитного слоя бе- тона и ширине раскрытия трещин, а также необходимой изоляции поверхности конст- рукций от проникновения влаги и иных жид- ких, газообразных и твердых химически аг- рессивных агентов. Помимо общей коррозии для термомеха- нически упрочненной арматуры всех классов прочности существует опасность коррозии под напряжением (коррозионного растрескива- ния), т.е. внезапного разрушения стержней растянутой арматуры конструкций, при воз- действии проникающих вглубь конструкции агрессивных агентов, в особенности, хлоридов. Вероятность проявления этого вида коррозии возрастает с увеличением прочности армату- ры и фактического уровня растягивающих на- пряжений в ней при эксплуатации. Экспериментальными исследованиями ус- тановлено, что технология прокатки армату- ры существенным образом влияет на её стой- Т аб л ица 1.6 400-500 МПа Условия применения арматуры классов прочности при отрицательных температурах Класс арматуры и способ производства Марка стали Условия применения при статической, динамической и многократно повторяющейся (циклической) нагрузках В зданиях II и III уровней ответственности по ГОСТ 27751 В зданиях I уровня ответственности по ГОСТ 27751 при температуре до -70 °C в отапливаемых и неотапливаемых зданиях при температуре до -30 °C в неотапливаемых зданиях при температуре, °C до —40 °C до -55 °C до -70 °C горячекатаная А400 35ГС — 25Г2С 11 — термомеханически упрочненная А500С (А500СП) 1 — Ас500С холоднодефрми- рованная В500С — «-1— • — Вр500С(Вр-1) 4-0 - При отсутствия сварных соединений (в виде отдельных стержней или вязаных каркасов и сеток). 24
кость против коррозионного растрескивания. В частности, широко внедряемая на многих заводах непрерывная разливка стали с после- дующим продольным многополосным разде- лением литой заготовки повышает склонность готового арматурного проката к коррозии под напряжением по сравнению с традиционной (но менее производительной) прокаткой мо- нолитной заготовки из слитков. Это вызвало необходимость при переходе на эту новую технологию проведения контроля стойкости против коррозионного растрескива- ния не только высокопрочной напрягаемой ар- матуры, но также и применяемой для обычного железобетона термомеханически упрочненной арматуры, классов А400С, А500С и А600С. Согласно СП 28.13330.2012 в конструкци- ях, эксплуатируемых в средне и сильно агрес- сивных средах, а также в конструкциях, где возможно спорадическое воздействие на кон- струкции жидких агрессивных агентов (гара- жи, многоуровневые стоянки автотранспорта) все виды термомеханически упрочненной ар- матуры указанных классов, в производстве которой используют технологию продольно- го разделения заготовки, следует применять при условии подтверждения стойкости против коррозионного растрескивания специальны- ми испытаниями по методике ГОСТ 10884 продолжительностью не менее 40 ч. Метод испытаний основан на выдержива- нии образцов арматуры в химически агрессив- ной жидкой среде с температурой 100 °C под действием постоянной растягивающей или изгибающей нагрузки и определении времени до их разрушения (разрыва). Растягивающее напряжение в образце составляет 0,9 от (о0 2). В качестве стандартной коррозионной среды в таких испытаниях используют раствор, со- стоящий из 600 массовых частей азотнокисло- го кальция, 50 массовых частей азотнокисло- го аммония и 350 массовых частей воды. В настоящее время существуют и иные ме- тодики менее продолжительного по времени контроля склонности арматуры к коррозии под напряжением, однако в нормах РФ они пока не регламентированы. 1.2.8Выносливость при многократно повторяющихся нагрузках Усталостная прочность стержневой арма- туры зависит от ряда факторов: уровня проч- ности и пластичности металла, вида и геомет- рии периодического профиля. Последнее для арматуры, применяемой без предварительно- го напряжения, классов А400 и А500 является наиболее значимым фактором. Исследованиями установлено, что сопро- тивление многократно повторяющимся на- грузкам повышают такие геометрические осо- бенности профиля, как отсутствие продольных ребер; плавное сопряжение наклонных высту- пов с сердечником стержня в продольном и поперечном сечениях; обеспечение постоян- ства площади сечения по длине стержня бла- годаря оптимальному числу заходов и шагу на- клонных выступов; сохранение при условии надежного сцепления с бетоном отношения высоты выступа к диаметру h/d=0,1.. .0,2 и от- ношения высоты выступа к его шагу h/t< 0,2. На практике создание профиля, идеально- го по критерию выносливости, вступает в про- тиворечие с технологическими особенностя- ми производства арматурного проката. Суще- ствует мнение, что из числа фактически про- изводимых периодических профилей более благоприятны профили с ребрами серповид- ной формы, чем с кольцевой. Теоретически это утверждение справедливо, но лишь при усло- вии равенства радиусов сопряжения боковых поверхностей поперечных ребер с поверхнос- тью сердечника стержней сравниваемых про- филей [13]. На практике же эти радиусы согласно стан- дартам на готовом прокате не контролируют- ся, и к тому же они изменяются от прокатки к прокатке в зависимости от износа берегов фор- мующих канавок в калибрах формующих вал- ков стана. Последнее может радикально изме- нять предел выносливости стержней любого профиля, что неоднократно наблюдалось при проведении сертификационных испытаний арматурного проката. Требования по выносливости являются ак- туальными для арматуры мостовых конструк- ций. В зданиях необходимость расчета на вы- носливость конструкций востребована в очень редких случаях (например, для мало применяемых в настоящее время подкрановых балок без предварительного напряжения). Для таких конструкций по требованию заказчика производитель должен проводить конт- рольные испытания арматуры на выносли- вость в режиме, установленном стандартом или нормами проектирования. Массово производимая в РФ арматура всех стандартных профилей отвечает предъявляе- мым требованиям, и устанавливаемые норма- 25
ми расчетные характеристики арматуры (ко- эффициенты условий работы) для расчета на выносливость принимают независимо от кон- фигурации профиля стержней. 1.3 Условия поставки арматуры и её переработка у потребителя Арматура классов прочности А400 — А600 поставляется, как правило, в прутках стандар- тной длины 11,7м (длина железнодорожного вагона), либо в прутках меньшей мерной дли- ны по требованию заказчиков. В диаметрах до 12 — 14 мм ряд предприя- тий выпускают арматурный прокат в мотках (бухтах) большого диаметра. Для использова- ния этой арматуры потребитель должен иметь соответствующее оборудование для размотки, правки и резки арматуры. Обычно такое обо- рудование имеется на заводах ЖБИ или в сер- висных металлоцентрах, но в последние годы правильно-отрезные станки нередко можно увидеть и на строительных площадках, что дает возможность существенного снижения расхо- да металла благодаря практически безотходно- му раскрою. Холоднодеформированная арматура клас- сов В500 и Вр500 поставляется производите- лями только в мотках (бунтах) массой от 500 до 3000 кг. Современные производства холод- нодеформированной арматуры выпускают продукцию в мотках рядной смотки, что суще- ственно облегчают размотку и раскрой у по- требителя, исключает развал мотков и перепу- тывание витков на мотовилах, приводящие к обрывам или чрезмерной вытяжке и соответ- ственно к снижению до опасного уровня пла- стичности заготавливаемых стержней. В настоящее время по аналогии с мировой практикой в РФ начали действовать так назы- ваемые сервисные металлоцентры (нередко аффилированные с металлургическими пред- приятиями-производителями арматуры), где осуществляется мерная резка проката, изго- товление всевозможных сварных сеток и кар- касов, а также скобогибочных изделий по за- казам строительных организаций. Такие пред- приятия широко используют холоднодефор- мированную арматуру, в том числе производи- мую и на собственных мощностях. Уже имеется положительная практика ар- мирования плит монолитных перекрытий стандартными сетками, в том числе, рулонны- ми большой ширины. Использование готовых арматурных изделий позволяет существенно повысить качество и производительность строительных работ. Данные, касающиеся ар- мирования монолита стандартными сетками и другими арматурными изделиями, рассмотрены в разделе 4 Приложения 1 и в Приложении 5. 1.4 Эффективность и взаимозаменяемость применяемых видов арматуры Эффективность применения того или ино- го вида арматурного проката оценивается в первую очередь его расходом на единицу объе- ма железобетона (1м3) или единицу площади строительства (1 м2). До 90-х годов прошлого столетия удельный расход арматуры в строительстве СССР норми- ровался государственными органами. Он назна- чался на основании результатов многочисленных экспериментальных исследований и опытного проектирования, выполненных головными НИИ и проектными организациями (таблица 1.7). Т абл ица 1.7 Средний расход арматуры в железобетонных конструкциях зданий Расход арматурной стали на 1 м2, кг Показатель Крупнопанельные дома высотой до 17 этажей Монолитные здания до 20 этажей с шагом более 4,2 м Монолитные здания до 20 эт. с шагом несущих стен до 4,2 м Средний фактический для г. Москвы 40,0 40,0 72,0 Рекомендуемый по приказу Госгражданстроя СССР №186 от 02.07. 1986 г. для II и III кли- матических районов Для обычных условий строительства 40,5 32 По специальному обоснованию При сейсмичности 7, 8, 9 баллов соответственно: 52 55,6 64,5 60 ’ 64 ’ >72 26
Уцельный расход арматуры в строительстве продолжает оставаться одним из основных качественных показателей проектов и в насто- ящее время. Он служит ориентиром для заказ- чика при заключении производственных кон- трактов и при оценке тендерных предложений. Этот же показатель принимается во внимание при оценке эффективности проектов органа- ми Госэкспертизы. Как видно из приведенных в таблице 1.7 данных, расход арматуры в современном стро- ительстве зависит от способа возведения зда- ний (сборные, монолитные), от их этажности и шага вертикальных несущих элементов (стен, колонн). Эффективность арматуры также оценива- ется показателями технологичности её произ- водства и переработки (гибочные операции, свариваемость), а также свойствами, опреде- ляющими долговечность сооружений из желе- зобетона (коррозиестойкость, хладостойкость, выносливость, а также сопротивление вне- шним аварийным, в том числе и динамичес- ким воздействиям — удар, взрыв, обрушения при пожарах и т.п.). Оптимальные значения прочностных и де- формационных характеристик арматурного проката во многом определяются прогнозиру- емыми условиями его совместной работы с бетоном как при сжатии, так и растяжении. Известно, что при сжатии предел расчетной прочности арматуры ограничивается величи- ной предельных деформаций сжатия бетона, зависящей, в свою очередь, от условий прило- жения нагрузки (при центральном, внецент- ренном сжатии или в сжатой зоне изгибаемых элементов), от скорости приложения нагруз- ки, интенсивности поперечного армирования, его состава и прочности. При растяжении верхний предел прочнос- тных характеристик растянутой арматуры оп- ределяется не только требованиями к конст- рукциям, относящимся к первому предельно- му состоянию (несущая способность), но и требованиями второго предельного состояния (по трещиностойкости и деформативности). В изгибаемых железобетонных элементах без предварительного напряжения эффектив- ность использования прочностных свойств растянутой арматуры во многом зависит от значений относительно высоты сжатой зоны бетона £=А/й0 в расчетных сечениях. При £ ниже граничного значения могут быть со- зданы благоприятные условия для применения растянутой арматуры с более высокой прочно- стью, особенно в случае проектирования с уче- том аварийных воздействий. В актуализированной редакции СНиП 52- 01 -2003 (СП 63.1330.2012) для железобетонных конструкций без предварительного напряже- ния в качестве основной рабочей (расчетной) арматуры рекомендуется применять арматуру класса А500. Эффективность применения ар- матуры этого класса (А500С и А500СП) взамен А400 в железобетонных элементах, проектиру- емых согласно СП 63.1330.2012 по требовани- ям первого предельного состояния (несущей способности) с учетом базовой длины анке- ровки показаны в таблице 1.8. Арматура класса А600 может быть эффек- тивно использована преимущественно в сжа- тых элементах каркасов железобетонных кон- струкций. Учитывая особенности проектирования железобетонных конструкций на аварийные динамические нагрузки, где не нормируется выполнение требований второго предельного состояния и предполагается значительное пла- стическое деформированное конструкций, в отдельных случаях может оказаться техничес- ки и экономически оправданным использова- ние арматуры классов А600, А800 и А1000 в малоармированных элементах с £ « £R, но при условии, если эта арматура имеет достаточно высокую способность к пластическому дефор- мированию (А > 5 %). Совместность работы железобетона в зонах значительного пластического деформирова- ния расчетных (наиболее нагруженных) сече- ний конструктивных элементов определяется ЗОЕ екгивностью сцепления арматуры с бето- ном в запредельной стадии, то есть после дос- тижения напряжениями в арматуре предела текучести (рис. 1.4 и 1.5). Прочность сцепле- ния обеспечивается качественными характе- ристиками периодического профиля стержней арматуры, обуславливаемыми его конфигура- цией, размерами отдельных элементов профи- ля и их геометрических соотношений. Данные для эффективного применения массово используемых в строительстве РФ ви- дов стержневой и бунтовой (поставляемой в мотках) арматуры по показателям механичес- ких свойств приведены в таблицах 1.9 и 1.10. В новых нормах проектирования Своде правил СП63.13330, в отличие от ранее дей- ствовавших нормативных документов, расчет- ные характеристики холоднодеформирован- 27
Замена стержней арматуры 018 —40 мм класса А400 на стержни класса А500СП и А500С (базовая длина анкеровки рассчитана для бетона класса ВЗО) Таблица 1.8 Заменяемый стержень класса А400 (А- III) Устанавливаемый взамен стержень класса А500СП А500С Эффектив- ность (по расходу Диаметр стержня, мм Площадь сечения As, мм2 Расчетное усилие растяжения RsxAsh сжатия1) RscxAs, кН Базовая длина анкеровки, Ian, мм Диаметр стержня, мм Площадь сечения As, мм2 Расчетное усилие растяжения и сжатия Базовая длина анкеровки стали) относительно класса А400, % А500СП А500С RsxAs, (RscxAs), кН (А500СП/А400)-1 (А500С/А400)-1 ’ % 1ап, мм (А500СП/А400)-1 (А500С/А400)-1 ’ % 18 254,5 90,35 556 16 201,1 90,49 87,48 +0,1 -3,2 558 625 +0,4 +12,6 21,0 20 314,2 111,54 618 18 254,5 114,52 110,71 +2,7 613 687 -1 +11,1 19,0 22 380,1 134,93 679 20 314,2 141,39 136,67 +4,8 +1 662 747 -2,5 +10,0 17,3 25 490,9 174,27 772 22 380,1 171,05 165,34 -2 -5 783 877 +1 +13,6 22,0 28 615,8 218,61 865 25 490,9 220,90 213,54 +1 -2,3 864 968 -0,2 +11,9 20,3 32 804,2 285,49 988 28 615,8 277,11 267,87 -3 -6,2 1008 1129 +2 22,7 +14,2 36 1017,9 361,35 1235 32 804,2 361,89 349,82 +0,1 -3,2 1117 1211 -10 -2 21,0 40 1256,6 446,09 1372 36 1017,9 458,05 442,78 +2,7 -1 1398 1566 -1 +10 19,0 Rsc — при расчете на длительное действие нагрузки. Жирным шрифтом выделены значения параметров, не обеспечивающие экономичной замены (с учетом допускаемых отклонений).
Таблица 1.9 Рекомендации по эффективному применению арматуры класса В500С 05,5; 7,5; 9 и 11 мм взамен арматуры класса А400 06; 8,10 и 12 мм в конст- рукциях, армированных из расчета по первой группе предельных состояний Заменяемая арматура класса А400 Применяемая арматура класса В500С Номиналь- ный диаметр du, мм н Номиналь- ная площадь поперечн. сечения Л51,мм2 Норматив- ное сопро- тивление R^, МПа Расчетное сопротивле- ние МПа Усилие, соответ- ствующее RкН Усилие, соответ- ствующее кН Номиналь- ный диаметр d. мм н Номиналь- ная площадь поперечн. сечения As2, мм2 Норматив- ное сопро- тивление R-, МПа Расчетное сопротив- ление R-, МПа Усилие, соответ- ствующее Усилие, соответ- ствующее кН Экономия стали 51 % Л1» не менее не менее 6 28,3 400 355 11,32 10,05 5,5 23,8 500 435 11,9 10,35 15,9 ' И 6 28,3 500 435 14,15 12,31 » — 7 38,5 500 435 19,25 16,75 —* 8 50,3 400 355 20,12 17,86 7,5 44,2 500 435 22,1 19,23 12,1 8 50,3 500 435 25,15 21,88 1— 10 78,5 400 355 31,4 27,87 9 63,6 500 435 31,8 27,67 19,0 10 78,5 500 435 39,25 34,15 12 113,1 400 355 45,24 40,15 11 95.0 500 435 47,5 41,32 16,0 12 113,1 500 435 56,55 49,20
Справочные данные по взаимозаменяемости арматуры классов А500СП, А500С и А400 при конструировании монолитных плит перекрытий, арми- рованных сетками с унифицированными шагами стержней диаметром от 14 до 25 мм (данные по сеткам из арматуры класса А400 соответствуют Rs = 350 МПа по СП 68.13330.2012) Шаг Площадь сечения арматуры в мм2 на 1 м ширины плиты (вверху) и воспринимаемое ею расчетное усилие, в кН (внизу) для классов арматуры: (слева — направо) А500СП / А500С / А400 сетке, мм 014 мм 016 мм 018 мм 020 мм 022 мм 025мм 100 1539 2011 2545 3142 3801 4909 692,6 669,5 538,6 905,0 874,8 703,9 1145,3 1107,1 890,8 1413,9 1366,8 1099,7 1710,5 1653,4 1330,4 2209,1 2135,4 1718,2 125 1231 1608 2036 2513 3041 3927 55Л9 535,5 430,8 723,6 699,5 562,1 885,6 712,6 шил 1093,1 879,6 шил 1322,8 1064,4 1767Л 1708,2 1374,4 150 1026 1340 1696 2094 2533 4 3272 шл 446Л 359,1 603Л 469,0 Ж 737,7 593,6 шл 732,9 шил Ш1Л 886,6 147М 1422Л 1145,2 200 769 1005 1272 15,71 1900 2454 346,1 334,5 269,2 452,3 437,2 353,8 572,4 553,3 445,2 707,0 683,4 549,9 855,0 826,5 665,0 1104,3 1067,5 858,2 250 616 804 1018 1256 1520 1964 277.2 268,0 215,6 349,7 281,4 Ж 442,8 356,3 Ж 546,3 439,6 684.0 661,2 532,0 шл 854,3 687,0 Примечание — Жирным прямым шрифтом выделены суммарные площади сечения стержней класса А400, а жирным наклонным шрифтом с подчеркиванием выделены площади сечения стержней класса А500СП и А500С, эквивалентные по воспринимаемому усилию при увеличенном шаге сетки.
ной арматуры (ХДА) класса В500 и арматурной проволоки Вр500 (Вр-1) не одинаковы. С уче- том более совершенной технологии производ- ства арматуры класса В500 и соответствующего уровня качества расчетное значение сопротив- ления растяжению Rs арматуры этого класса поднято до уровня арматуры класса А500, т.е. до 435 М Па, что соответствует мировой норма- тивной практике. Это изменение открыло ши- рокие возможности применения холодноде- формированной арматуры с высокой эффек- тивностью, используя преимущества расши- ренного ряда диаметров с включением проме- жуточных (дробных) размеров (таблица 1.9). При конструировании арматурных сеток традиционно используют стандартные мо- дульные шаги расположения рабочих (расчет- ных) и монтажных (конструктивных) стерж- ней. При одном и том же назначенном по тех- ническим соображениям шаге сетки расши- ренный сортамент ХДА, а также замена арма- туры одного вида на другой с более высокой прочностью (даже при минимальном разли- чии расчетных сопротивлений), могут замет- но снизить расход арматуры при сохранении требуемого агрегатного расчетного усилия, воспринимаемого арматурной сеткой. Таблица 1.10 содержат справочные материа- лы по взаимозаменяемости арматурных стерж- ней разных классов и диаметров при соблюде- нии условия равенства воспринимаемых усилий и требований по длинам анкеровки и нахлестки (без сварки). Приведенные в этой таблице дан- ные предоставляют конструктору возможность выбора наиболее целесообразных и экономич- ных вариантов армирования при разработке но- вых проектов или эфц ективной адаптации су- ществующих типовых проектных решений. Дополнительно следует отметить, что приме- нение в монолите арматуры, поставляемой в мот- ках, долгое время традиционно сдерживалось конструктивным ограничением ранее действо- вавших норм проектирования СНиП 2.03.01 -84*, п.5.17 и сопутствующими руководствами, в которых для армирования внецентренно сжа- тых элементов монолитных конструкций тре- бовался диаметр не менее 12 мм. Это практи- чески исключало использование холодноде- формированной арматуры. Некоторые послабления для этого ограниче- ния, принятые в СП 52-101-2003 и СП63.13330 (актуализированной редакции, СНиП 52-01-2003), позволяют проектировщикам беспрепятствен- но использовать в стенах, пилонах и других сжатых элементах зданий (кроме колонн) бун- товую арматуру классов А500 и В500 диамет- ром 8 мм и 10 мм, производство которой осво- ено во многих регионах РФ. 1.5 Винтовой арматурный прокат Винтовой арматурный прокат отличается от обычного тем, что ребра его периодического профиля служат не только для усиления сцеп- ления с бетоном, но и благодаря особому рас- положению образуют модифицированную крупную винтовую резьбу на всей длине стер- жней, делающую возможным навинчивание разного рода резьбовых крепежных элементов — гаек, соединительных муфт, анкерных гаек с аналогичной внутренней резьбой, (рис. 1.11). Таким образом, арматурный стержень по сути превращается в резьбовую шпильку большой длины (до 12 м из условий транспортирования), что открывает разнообразные возможности для применения такой арматуры в строительстве. А — с продольными лысками (немецкая ГЕВИ-сталь (GEWI-Stahl); Б — с продольными желобками (фирма Сумитомо (SUMITOMO). Рисунок 1.11 — Арматура винтового профиля с правой резьбой разного поперечного сечения Винтовую арматуру впервые начали изго- товлять и применять в Германии в конце 60-х годов по инициативе строительной фирмы ДИВИДАГ (DYWIDAG), производство арма- туры было освоено на металлургическом заво- де Peine-Saizqitter. Арматура выпускается двух основных видов: для ненапряженного железо- бетона класса BSt420RU (в настоящее время BSt500S) диаметром 16—50 мм и высокопроч- ная (классов 835/1030, 900/1100 и 1080/1230) диаметром 15,0-36,0 мм. В Японии фирмой СУ- МИТОМО (SUMITOMO) производится и при- 31
меняется винтовая арматура классов SD30, SD35 и SD40 диаметром от 19 до 57 мм. В Венгрии в начале 80-х годов на Оздском металлургическом заводе освоено производство винтовой армату- ры классов BSt420/500 и BS1835/1030. В реклам- ном проспекте этого завода указывается сор- тамент 12—40 мм арматуры этих классов. Со- единительные элементы (муфты) за рубежом изготавливаются в основном или из шести- гранника, или с использованием литья (анкер- ные и спецгайки) с нанесением внутренней резьбы методами обработки металла резанием. На металлургических предприятиях быв- шего СССР с конца 70-х годов предпринима- лось несколько попыток освоения производ- ства винтовой арматуры (все с участием НИ- ИЖБ*). Ниже приводится список этих пред- приятий в хронологическом порядке и виды арматуры, которые на них осваивались: - Донецкий металлопрокатный, № 25 А-Ш; - Макеевский меткомбинат, № 25 и 32, А- III и At-V; - Криворожский меткомбинат, № 18, 25 и 32, А-Ш и At-V; - Западно-Сибирский меткомбинат, № 14, 16,18,20 и 25 классов А-Ш, А500С, Ат-V, At-VII и № 36 класса А500С; - Череповецкий меткомбинат, № 36 класса А-V (23Х2Г2Т). В ощутимых объемах (порядка сотен тонн) винтовая арматура производилась на Криво- рожском, Западно-Сибирском, Череповецком меткомбинатах и Белорусском металлургичес- ком заводе. В настоящее время техническую возможность производства винтовой армату- ры сохранили только Запсибметкомбинат и Белорусский металлургический завод. Для зарубежного строительства область применения винтовой стали в монолитном железобетоне является довольно значительной несмотря на повышенную цену винтовой ар- матуры по сравнению с обычной, дополни- тельные расходы на муфты и гайки и услож- нение технологии стыкования стержней (за- тяжка контргаек нормируемым усилием для исключения податливости муфтовых соедине- ний вследствие обмятия резьбы). В зарубежной практике винтовая арматура с пределом текучести 500 Н/мм2 (например класса BSt500S по стандарту Германии DIN488) применяется в разнообразных монолитных конструкциях зданий и сооружений — атомных * Инж. Б.Н. Фридлянов. и тепловых электростанций, конструкциях мо- стов (опор мостов, пилонов и т.п.), тоннелей метро, производственных, административных и спортивных зданий и т.п.). В настоящее вре- мя для вышеуказанных целей используется винтовая арматура диаметром 16—50 мм с пре- делом текучести 500 Н/мм2 (по европейской классификации В500) в комплекте с соедини- тельными элементами (рис. 1.12). Контргайки муфтовых соединений и концевых анкеров за- тягиваются нормируемым усилием. В отличие от Западной Европы в России и странах СНГ арматуру в монолитном же- лезобетоне, в основном, стыкуют внахлест- ку и с использованием сварки, что до 2003 года было значительно дешевле, чем винтовые стыки. С увеличением длины нахлестки стержней по СП 52-101-2003 на 15-J-30 % вне- дрение безнахлесточных стыков, в том чис- ле винтовых, стало более актуальным и эко- номически целесообразным в России. Суще- ствуют виды монолитных конструкций, в которых сварка не разрешается в принципе по соображениям пожарной безопасности. Прежде всего это монолитные железобетон- ные дымовые трубы и градирни тепловых и атомных электростанций, где арматура со- единяется по длине с использованием сты- ков внахлестку без сварки анкерными гай- ками, соединительными муфтами, трубками для инъецирования и т.п. Прутки винтовой арматуры в комплекте с гайками могут в построечных условиях ис- пользоваться для крепления щитов опалубки при бетонировании монолитных бетонных и железобетонных конструкций. При этом ар- матурные прутки выполняют роль винтовых стяжек; эти стяжки могут быть многократно- го использования (извлекаются после распа- лубки) или остающимися в бетоне (рис. 1.13). В настоящее время, в связи с возрастающим объемом строительства монолитных железо- бетонных жилых и общественных зданий (особенно в Москве), действует большое ко- личество иностранных и отечественных фирм, поставляющих инвентарную опалубку разнообразной конструкции (стальную, дере- во-металлическую, дюралевую и т.п.), кото- рая комплектуется тяжами из винтовой арма- туры. Иностранные фирмы (например немец- кие QUICK, Bauer, Paschal) используют вы- сокопрочную винтовую арматуру номиналь- ного диаметра 15 мм. Параметры резьбы этой арматуры приведены в табл. 1.11. 32
Рисунок 1.12 — Ненапрягаемая винтовая арматура с основными винтовыми соединениями: А, Б, В — разновидности соединений: А — сжато-растянутый стык с контргайками; Б — сжатый стык с контргайками; В — сжатый (контактный) стык; Г — два вида концевых анкеров винтовой арматуры; 1 — соединительная муфта; 2 — контргайка; 3 — щель для контроля контакта стержней; 4 — анкерная гайка; 5 — анкерная шайба Рисунок 1.13 — Схема крепления опалубки с использова- нием в качестве тяжей винтовой арматуры: А — извлекаемый тяж; Б — остающийся в бетоне; 1 — тяж из винтовой арматуры; 2 — гайка; 3 — подкладка; 4 — конструкция опалубки; 5 — ж/б стена; 6 — неизвлекаемая пластмассовая трубка; 7 — заглушка 33
Таблица1.11 Параметры винтовой арматуры номинального диаметра 15 мм (резьба правая) Площадь поперечного сечения Сердечник стержня Поперечные выступы </2 Шаг С Высота а Ширина b Радиус сопря- жения г Угол при вершине, а мм2 мм град. 177 14,85±0,35 14,6±0,4 10±0,3 10±0,3 4,0-°-6 0,8 90 Примечание: Обозначения параметров на (рис. 1.10); размеры г и а не контролируются. В Москве фирма «Выбор-19» одно время использовала винтовую арматуру производ- ства ОАО «Евраз ЗСМК» диаметром 14, 16 и 18 мм классов Ат800 и А500С. Арматура диа- метром 16 мм класса Ат800 Запсибметкомби- ната в комплекте с гайками из шестигранника № 3 2 с точеной резьбой применялась для крепления нестандартной опалубки при воз- ведении монолитных железобетонных пило- нов висячего покрытия стадиона «Локомотив» в Москве. Кроме винтовой арматуры в Москве и Пе- тербурге используются прутки длиной до 2 м с резьбой, накатанной без нагрева (процесс хо- лодной винтовой поперечной прокатки). Практика применения показала невысокую надежность таких тяжей — отмечались случаи хрупких разрушений холоднодеформирован- ных прутков-стяжек в процессе вибрации бе- тонной смеси в опалубке. Потребителями винтовой стали для креп- ления опалубки являются: - строительные фирмы, постоянно приме- няющие инвентарную опалубку, т.к. тяжи, комплектующие опалубку выходят из строя в процессе ее эксплуатации; - фирмы-изготовители инвентарной опа- лубки. В настоящее время потребность в этой стали небольшая, но она будет неизбежно ра- сти с увеличением объемов применения в РФ монолитного железобетона. В строительстве применяется большое чис- ло типов фундаментных болтов, которые слу- жат в основном для крепления к железобетон- ным фундаментам технологического оборудо- вания и разного рода металлических конструк- ций: стальных опор ЛЭП, стальных стропиль- ных и подстропильных ферм, балок и т.п. Болты изготавливают, в основном, из ста- ли группы марок Ст.З, исходя из температур- ных условий их эксплуатации, также желатель- на повышенная стойкость болтов к действию динамических нагрузок. В связи с этим воз- можно применение в качестве болтов армату- ры винтового профиля класса А500С, изготав- ляемой из стали марок Ст.Зпс или Ст.Зсп с ис- пользованием термомеханического упрочне- ния, как достаточно хладостойкой, так и об- ладающей повышенным сопротивлением к действию динамических нагрузок. Кроме того, винтовая арматура в качестве болтов имеет сле- дующие преимущества: имеет крупную трапе- циевидную резьбу, менее подверженную по- вреждениям в процессе монтажа по сравнению с метрической, и обладает хорошим сцеплени- ем с бетоном фундаментов. В связи с тем, что винтовая арматура по существу является винтовой шпилькой боль- шой длины, она может применяться в строи- тельстве для разных целей в качестве тяжей и стяжек, в частности для ремонтных и восста- новительных работ, крепления сантехническо- го оборудования, трубопроводов и временных лесов для проведения монтажных и отделоч- ных строительных работ. Отдельной сферой целесообразного при- менения винтовой арматуры является ее ис- пользование в качестве анкерных элементов крепления стен в грунте, широко применяе- мых в подземном монолитном строительстве. Развитие производства винтового арматур- ного проката в России позволит избавиться от зависимости от его поставки из-за рубежа, что может обеспечить серьёзный экономический эффект, особенно в строительстве транспорт- ных и подземных сооружений. 34
ЧАСТЬ II КОНСТРУИРОВАНИЕ АРМИРОВАНИЯ 2.1 Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций сборного и монолитного исполнения изложе- ны в Руководстве по конструированию бетон- ных и железобетонных конструкций из тяже- лого бетона (без предварительного напряже- ния), разработанном ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием ЦНИИПромз- даний и НИИЖБ (М. Стройиздат. 1978) и По- собии по проектированию бетонных и желе- зобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры, разработанном в ЦНИИПромзданий и НИ- ИЖБ применительно к своду правил СП 52- 101-2003 (М. 2005) [14, 15]. В таблице 2.1 приведены данные, позволя- ющие провести сравнительный анализ ряда основных относящихся к конструированию положений СНиП 2.03.01-84*, СП 52-101-2003, СП 63.13330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003) [16] и требований Еврокода 2 EN 1992-1-1:2004 с включением отдельных материалов из упомянутых выше пособий. Некоторое ужесточение конструктивных тре- бований в двух последних российских норматив- ных документах относительно СНиП 2.03.01-84* вызвано необходимостью повышения надеж- ности железобетонных конструкций в связи с массовым внедрением новых видов арматуры более высоких классов прочности А500С (А500СП), В500С, А600С, целесообразностью гармонизации этих требований с положения- ми международных нормативов, а также на- копленным отечественным и зарубежным опытом проектирования и строительства. Более подробные иллюстративные матери- алы по конструктивным решениям армирова- ния основных элементов зданий из монолит- ного железобетона для практического исполь- зования при выполнении проектной рабочей документации содержатся в приложении 1. 35
Основные конструктивные требования к армированию монолитных железобетонных конструкций Таблица 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 t Защитный слой бетона не менее для продольной рабочей арматуры: В плитах при толщине (мм): до 100 мм вкл. — 10 мм, свыше 100 мм — 15 мм в балках и ребрах высотой (мм): менее 250 мм — 15 мм; 250 и более — 20 мм; в монолитных фундаментах от 35 до 70 мм В любых конструкциях, эксплуати- руемых в закрытых помещениях не менее: при нормальной влажности — 20 мм; при повышенной влажности — 25 мм; на открытом воздухе — 30 мм; в грунте, в фундаментах — 40 мм От 15 до 50 мм, но не менее диаметра арматуры в зависимости от условий сцепления арматуры с бетоном, агрес- сивности среды, класса прочности бетона и расчетного срока эксплуатации для поперечной, конструктивной и распределительной арматуры: при высоте сечения элемента: менее 250 —10 мм; 250 и более —15 мм на 5 мм меньше чем для рабочей во всех случаях Не менее диаметра арматуры Не менее диаметра арматуры. (в СП 63.1330.2012 не менее диаметра арматуры и 10 мм) 2 Минимальные расстояния между стержнями арматуры (в свету) не менее наибольшего диаметра стержня, а также: - при горизонтальном или наклонном положении стержней при бетонировании: По горизонтали и по вертикали (между рядами) не менее наиболь- шего из значений: диаметр стержня; 20 мм; максимальный размер заполни- теля +5 мм - для нижней арматуры, расположенной в 1 или 2 ряда; 25 мм 25 мм - для верхней арматуры; 30 мм 30 мм - при расположении нижней арматуры более ,чем в 2 ряда (кроме стержней двух нижних рядов), а также при вертикальном положении стержней при бетонировании 35 — 50 мм, но не менее: 1,5 максимального размера заполнителя Допускается спаривание стержней 50 мм Допускается расположение стержней пучками
Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 3 Продольное армирование 3.1 Площадь сечения продольной арматуры в процентах от площади сечения бетона, равной произведению ширины прямоуголь- ного сечения либо ширины ребра таврового (двутаврового) сечения на рабочую высоту сечения, следует принимать не менее ука- занных в таблице при различных условиях работы арматуры В изгибаемых элементах не менее 0,1% Во внецентренно сжатых и растяну- тых элементах независимо от распо- ложения продольной силы: - не менее 0,1 % при гибкости для прямоугольных сечений); - не менее 0,25 % при гибкости (Jo/h > 25 для прямоугольных сечений) Для промежуточных значений гибко- сти элементов — определяют по интерполяции. В элементах с продольной арматурой, расположенной равномерно по кон- туру сечения, а также в центрально ра- стянутых элементах минимальную площадь сечения всей продольной ар- матуры следует принимать вдвое боль- шей указанных выше значений и от- носить ее к полной площади сечения бетона В изгибаемых элементах (балках): не менее 0,13 % и не более 4 % (только для растянутой арматуры) а) Арматура S в изгибаемых и во внецент- ренно растянутых элементах при расположении продольной силы за пределами рабочей высоты сечения 0,05% б) Арматура S и У во внецентренно растя- нутых элементах при расположении продольной силы, между арматурой S и S' 0,05 % в) Арматура во внецентренно сжатых эле- ментах (колоннах) при гибкости: (для прямоугольных сечений 1ц/к<5) 17</0//<35 (5< /^<10) 35</q//<83 (10< 1^<25) /<//>83 (IJh > 25) 0,05% 0,10% 0,20% 0,25% В колоннах (суммарно для растянутой и сжатой арматуры): не менее 0,2 % и не менее 0,1 N/Rs не более 4 %, а в местах соединений внахлестку не более 8 % г) Арматура S и S' во внецентренно сжатых элементах, несущая способность которых при расчетном эксцентриситете исполь- зуется менее, чем на 50 %, независимо от гибкости элемента (ц5 и ц5’) 0,05% 0,10% (0,05%) (значение в скобках допустимо при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева)
оо Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 3.2 В железобетонных линейных конструк- циях и плитах наибольшие расстояния между осями стержней продольной арма- туры должны быть не более: -в балках и плитах: при высоте поперечного сечения А<150 мм; А>150 мм; в направлении, перпендикулярном плос- кости изгиба в направлении плоскости изгиба В железобетонных стенах расстояние между стержнями арматуры принимают не более: -вертикальной - горизонтальной 200 мм 1,5А 400 мм 500 мм 400 мм при У<1,5 % и и 5+У<3 % 2t и 600 мм (t — толщина стены) 200 мм 1,5А и 400 мм 400 мм 500 мм 2t и 400 мм, где t — толщина стены 400 мм ЗА и 400 мм (2,5А и 250) 3,5А и 450 мм (ЗА и 400 мм) Значения в скобках для зон макси- мальных моментов и сосредо- точенных сил. В свободно опертых плитах не менее 72 пролетной арматуры следует доводить до опор 3.3 Диаметр продольных стержней внецент- ренно сжатых линейных элементов моно- литных конструкций должен быть не менее - в колоннах с размером меньшей стороны сечения 250 мм и более - в железобетонных стенах диаметр про- дольных стержней рекомендуется назна- чать не менее 12 мм тоже тоже 12 мм* (< 12 мм) 16 мм* (<16мм) 8 мм* * — согласно данным пособия /15/ (размеры в скобках допустимы при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 12 мм 8 мм 3.4 Диаметр продольных стержней сжатых элементов не должен превышать для бетона тяжелого и мелкозернистого класса ниже В25 класса выше В25 40 мм тоже 40 мм (>40 мм при согласовании с НИИЖБ
Продолжение таблицы 2.1 Требования 4 Поперечное армирование 4.1 Диаметр поперечной арматуры (хомутов) в вязаных каркасах: внецентренно сжатых элементов не менее -изгибаемых элементов не менее при высоте сечения элемента: <800 мм; >800 мм В сварных каркасах По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 5 мм и 0,25J где d —наибольший диаметр продольных стержней 5 мм 8 мм По условиям сварки 0,25*7 или 6 мм (5 и 5,5 мм) 6 мм (и 5,5 мм) тоже 0,25^тах ДИ* всех элементов попереч- ного армирования, 5 мм для сварных сеток. Поперечная арматура должна иметь надежную анкеровку в бетоне тоже По условиям сварки (размеры в скобках допустимы при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 4.2 В железобетонных элементах, в которых поперечная сила по расчету не может быть воспринята только бетоном ставится попе- речная арматура с шагом не более: при Л<450 мм при А>450 мм В сплошных, многопустотных и частореб- ристых плитах перекрытий высотой менее 300 мм и в балках (ребрах) высотой менее 150 мм на участке элемента, где попереч- ная сила по расчету воспринимается только бетоном, поперечную арматуру допускается не устанавливать 4.3 В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более, на участках эле- мента, где поперечная сила по расчету вос- принимается только бетоном, следует пред- усматривать установку поперечной арматуры с шагом не более: при А<450 мм при А >450 мм А/2 или 150 мм Л/3 или 500 мм допускается не устанавливать О,5йоили 300 мм тоже допускается не устанавливать 0,75 Ао или 600 мм А/2 или 150 мм Л/3 или 500 мм О,75Ао или 500 мм тоже О,75Ао или 600 мм тоже
Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 4.4 Во внецентренно сжатых линейных элементах, а также в изгибаемых элементах при наличии необходимой по расчету сжатой продольной арматуры следует устанавливать поперечную арматуру с шагом не более: при Rsc<400MIla в вязаных каркасах, в сварных каркасах; при Rsc>450MFIa в вязаных каркасах, в сварных каркасах При насыщении сжатой продольной ар- матуры, устанавливаемой у одной из гране! элемента более 1,5 % поперечную арматуру следует устанавливать с шагом не более: 15г/ (d—диаметр продольной арматуры) 20J или 500 мм 12 d 15 d или 400 мм 10 J или 300 мм 15 d или 500 мм 15 d или 500 мм 15 d или 500 мм 15d или 500 мм 10^ или 300 мм Не более: - 20^п или 400 мм; - минимального поперечного размера сечения элемента (эти величины должны быть уменьшены на 40%: в местах сопряжения с балками или плитами, в местах изменения сечений колонн, а также в местах изменения сечения колонн с отгибом продольных стержней с уклоном более */2) 4.5 Расстояние между хомутами внецент- ренно сжатых элементов, в местах стыкова- ния рабочей арматуры внахлестку без сварки должно составлять не более 10J Усилие, воспринимаемое всей поперечной арматурой, устанавлива- емой в пределах стыка, должно быть не менее половины усилия, воспринимаемого стыкуемой в одном расчетном сечении эле- мента растянутой рабочей арматурой В местах стыкования внахлестку продольной арматуры диаметром 14 мм и более на длине нахлестки должно быть не менее трех попереч- ных стержней 4.6 Во внецентренно сжатых линейных эле- ментах конструкция хомутов (поперечных стержней) должна быть такой, чтобы про- дольные стержни (по крайней мере через один) располагались в местах перегибов, а эти перегибы — на расстоянии по ширине грани не более: При ширине грани <400 мм и числе продоль- ных стержней у этой грани не более четырех охват всех продольных стержней одним хомутом 400 мм допускается 400 мм допускается Все угловые стержни колонн должны быть привязаны к хомутам; то же относится и к остальным стержням, если расстояние между ними превышает 150 мм
Окончание таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 4.7 В плитах в зоне продавливания в направ- лении, перпендикулярном сторонам расчет- ного контура* поперечную арматуру уста- навливают с шагом не более Стержни ближайшие к контуру грузовой площади располагают от этого контура не ближе и не далее Ширина зоны постановки поперечной арматуры (от контура грузовой площади) должна быть не менее В направлении, параллельном сторонам расчетного контура, расстояние между стержнями поперечной арматуры прини- мают не более * См. п. 8.1.47 СП 63.1330.2012 А/3 или 200 мм (h — толщина плиты) 1,5Л h/З или 200 мм h/З или 300 мм Ао/3 V2 1,5А0 У4 длины соответствующей стороны контура расчетного поперечного сечения О,75Ло О,ЗЛо 0,5Л0 В пределах контура, отстоящего не более, чем на 1,5Ловнутрь от внеш- него контура расчетного попереч- ного сечения, где для восприятия усилий среза не требуется попереч- ной арматуры 1,5А0 и 2Л0 на расстоянии от контура грузовой площадки соответственно до 2,ОЛо и более 2Л0 4.8 Анкеровка по концам поперечной арма- туры, предусмотренной для восприятия поперечных сил и крутящих моментов должна быть; обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры или приварки к ним обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры или приварки к ним обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры
2.2 Расположение арматуры в элементах железобетонных конструкций Защитный слой бетона Защитный слой бетона (расстояние от по- верхности арматурного стержня до ближайшей к нему наружной поверхности железобетонно- го элемента) необходим для защиты от корро- зии металла и обеспечения требуемой огне- стойкости и огнесохранности конструкции в целом. Этот слой бетона должен воспринимать касательные и радиальные растягивающие напряжения, обуславливаемые сопротивле- нием сцепления контактной поверхности ар- матуры с бетоном и возникающими при этом расклинивающими усилиями (см. рис. 1.3 в части I). Толщина защитного слоя должна строго соблюдаться. Отклонения в меньшую сторо- ну из-за неровностей опалубки, размеров кре- пежных элементов и других факторов (конст- рукции стыков, отгибов, хомутов и т.п.) недо- пустимы. В местах устройства механических стыко- вых соединений арматурных элементов следу- ет выполнять требования, разработанные спе- циально для таких соединений. Толщину защитного слоя назначают исхо- дя из выше перечисленных требований с уче- том типа конструкций, функциональной роли арматуры (продольная рабочая, попе- речная, распределительная, конструктивная), условий окружающей среды, размера (диа- метра) арматуры. Минимальные значения толщины защитного слоя бетона приведены в таблице 2.1. Расположение арматуры в поперечном сеченищ минимальные расстояния между стержнями В поперечном сечении железобетонного элемента параллельные арматурные стержни могут быть расположены как отдельно, так и в виде групп соприкасающихся друг с другом стержней. Минимальные расстояния между стерж- нями и группами стержней обуславливаются крупностью заполнителя в бетоне; они не должны препятствовать эффективному уп- лотнению бетонной смеси и качественному обволакиванию арматуры окружающим бето- ном. пне Одиночные стержни При назначении минимальных расстояний между соседними параллельными стержнями следует руководствоваться рис. 2.1. При многорядном армировании стержни должны быть расположены строго один над другим. Для удобства укладки и уплотнения бетонной смеси следует предусматривать про- емы между рабочими стержнями, как пока- зано на рис.2.1. Размеры проема определяют- ся габаритами глубинного вибратора-уплот- нителя. Расстояния между такими проемами — примерно 600 мм Группы стержней Группы продольных горизонтальных стер- жней следует располагать на расстоянии друг от друга, достаточном для свободного проник- новения глубинного вибратора (рис. 2.2). ds > 2 см > 0,5 0 наибольшей фракции > 2 см ds £ 0,5 0 наибольшей фракции, для особо точного выполнения >1,2 0 наибольшей фракции Рисунок 2.1— Правила соблюдения минимальных расстояний между параллельными стержнями арматуры 42
a б Вертикальные группы Горизонтальные группы Рисунок 2.2 — Расположение групп из двух (д) и трех (6) соприкасающихся стержней Проем для / уплотнения Группы, состоящие более чем из двух стержней, можно применять лишь в виде ис- ключения с обязательным соблюдением мер по обеспечению полноценного обволакивания бетоном всех стержней. Минимальные расстояния между группа- ми и толщина защитного слоя бетона для них определяются исходя из размера условного заменяющего стержня, центр тяжести кото- рого совпадает с центром тяжести группы, а площадь его сечения соответствует сумме площадей, составляющих группу арматур- ных элементов (рис. 2.2). Эквивалентный ди- аметр такого заменяющего стержня для группы элементов одинакового диаметра ds составляет d == dr ДЙ гДе п — число эле- 5,ЭКВ 5 v ° ментов в группе. В зонах анкеровки и нахлестки стержней группы длину перепуска определяют, не рас- сматривая их как группу, т.е. для каждого стер- жня отдельно. Группы (пучки) стержней целесообразно применять в крупноразмерных железобетон- ных элементах с высоким процентом армиро- вания. Для предотвращения бокового выпучива- ния групп стержней, располагаемых в сжатых элементах, следует устанавливать адекватное количество поперечной арматуры. При повышенных требованиях к сцепле- нию с бетоном и высоких значениях усилий в местах анкеровки арматуры не следует приме- нять пучки из стержней. Необходимо учитывать увеличение дли- ны зоны анкеровки и нахлестки вследствие сокращения полезного периметра группы стержней. Для групп соприкасающихся стержней при определении длины анкеров- ки и нахлестки вычисленную для одинарно- го стержня базовую длину анкеровки /0, ап увеличивают на 20 % при двух стержнях и на 30 % — при трех (см. разделы 2.3, 2.4 в части II). Допустимый загиб арматурных стержней Величина угла допустимого загиба арма- турных стержней зависит от способности ста- ли к пластической деформации, уменьшаю- щейся с увеличением класса прочности и диа- метра стержней, а также из-за наличия перио- дического профиля поверхности. Определяющими факторами для угла заги- ба стержней также являются: прочность бетона, с уменьшением которой чрезмерно крутые изгибы арматуры приводят к образованию в бетоне трещин разрыва; вид растягивающего усилия, так как если усилие приложено к одному изогнутому в виде крюка концу стержня, радиус изгиба может быть меньшим, чем в случае приложения уси- лия к обоим концам стержня, например , в петлях и отгибах; величина напряжения в стержне, с увеличе- нием которой для снижения раскалывающих усилий в бетоне от смятия под отгибами тре- буется увеличивать угол изгиба арматуры; защитный слой бетона и расстояние меж- ду стержнями, при малой величине которых и близком расположении соседних стерж- ней, особенно когда все стержни отогнуты в одном месте, возникает опасность образова- ния трещин от раскалывающих усилий, что требует для их снижения увеличения радиу- са загиба стержней. При отгибах рабочей ар- матуры поперечная арматура должна вос- принимать усилия растяжения в бетоне и предотвращать отслоение защитного слоя бетона. По требованиям отечественных норм ми- нимальный диаметр загиба (диаметр оправ- ки гибочного оборудования (^оп) принима- ют в зависимости от диаметра стержня (J5) не менее: для гладких стержней tfon = 2,5 ds при d< 20мм; dnn = 4d< при d„ > 20мм; vJl Д *3 «3 43
для стержней периодического профиля don — 5ds при d< 20мм; Jon = 8 ds при ds > 20мм; Диаметр оправки может быть также уста- новлен в соответствии с техническими усло- виями на конкретный вид арматуры. При при- менении гнутой арматуры (отгибы, загибы концов стержней) минимальный диаметр за- гиба отдельного стержня должен быть таким, чтобы избежать разрушения или раскалывания бетона внутри загиба арматурного стержня и разрушения самого стержня в месте загиба (рис. 2.3). Рисунок 2.3 — Конструкция отгибов арматуры По рекомендациям Европейского комите- та по бетону (ЕКБ) [5] диаметры оправок ги- бочных станков не должны превышать значе- ний, приведенных в таблице 2.2. Термомеханически упрочненная арматура класса А500С и А500СП может подвергаться гибке только в холодном состоянии из-за опас- ности разупрочнения от нагрева. Максималь- ный угол изгиба не должен превышать 180 гра- дусов; рекомендуемые минимальные диамет- ры оправок гибочного оборудования для ар- матуры классов А500С и А500СП производи- мого сортамента в зависимости от диаметра стержней приведены в таблице 2.3. Приварка поперечных стержней к изогну- тому стержню допускается на расстоянии не менее 5ds плюс диаметр оправки от начала из- гиба, считая по внутренней поверхности изог- нутого стержня. 2.3 Анкеровка арматуры 2.3.1 Виды анкеровки арматурных стержней Арматурные стержни в железобетонных элементах могут воспринимать расчетные на- пряжения от внешних нагрузок только тогда, Таблица 2.2 Минимальные размеры оправок оборудования для гибки арматуры Вид отгибов Диаметр стержня ds, мм Диаметр гибочного ролика (Jon) для стержневой арматуры классов прочности (МПа) 220-240 400 500 более 500 С учетом способности к пластическому деформированию арматурной стали (но не менее значений Jon, установленных в нормативной документации на арматуру) Крюки, лапки, хомуты, петле- вые элементы <10 2,5 d, 3d s 4 3d s 10-20 2,5^ 4d s 4 к 20-25 5d s 6ds 4 более 25 • 4 10Js С учетом опасности раскалывания бетона независимо от dv Отогнутые стержни и петлевые эле- менты При толщине защитного слоя <50 мм или 3ds 14 15ds 20rfs 25ds >50 мм или 3ds 10 ds 1(Ц 14 20ds Таблица 2.3. Минимальные диаметры оправок гибочного оборудования для арматуры классов А500С и А500СП Диаметр арматурного стержня d. мм «э 10 12 14 16 18 20 22 25 28 32 36 40 Минимальный диаметр оправки, мм 30 50 65 80 90 100 120 150 220 250 280 280
когда обеспечена достаточная длина заделки в бетоне их концевых участков или когда на их концах предусмотрены те или иные анкерую- щие элементы. В зоне анкеровки растягивающие усилия N в арматуре уравновешиваются сжимающими усилиями D в бетоне, которые, в свою очередь, стимулируют возникновение сжимающих (вдоль стержня) и растягивающих (в попереч- ном к стержню направлениях) напряжений (рис. 2.4). Радиально направленные растягивающие напряжения, действующие в поперечном на- правлении (от стержня), суммируясь, вызыва- ют так называемый расклинивающий эффект, который может привести к образованию в бе- тоне продольных трещин раскола и разруше- нию связи стержня с бетоном (сцепления). Анкеровка стержня силами сцепления его с бетоном Анкеровку стержней арматуры с периодичес- ким профилем в монолитных железобетонных конструкциях осуществляют преимущественно: - в виде прямого окончания стержня (пря- мая анкеровка); - с отгибом (лапкой) на конце стержня (только для растянутой арматуры); - с приваркой или установкой поперечных стержней; - с применением специальных анкерных устройств на конце стержня. 2.3.2 Факторы, влияющие на длину анкеровки Эффективность профиля поверхности арматурных стержней С увеличением эффективности профиля поверхности арматурных стержней, зависящей Траектория сжимающих Траектория растягивающих напряжений напряжений Стержень с анкерной пластиной на конце Траектория сжимающих Траектория растягивающих напряжений напряжений Вид сбоку Вид снизу Без сцепления Периодический профиль 016мм Характерное раскалывание, вызванное радиальными растягивающими напряжениями Рисунок 2.4 — Траектории главных напряжений в зоне анкеровки арматурного стержня (а) и трещины в защитном слое бетона при анкеровке стержней усилиями сцепления (б) 45
от высоты поперечных ребер, их формы и шага, прочность сцепления с бетоном возрас- тает и надежность анкеровки стержней повы- шается (таблица 1.4 в части I). Это дает воз- можность сокращения длины их анкеровки. Класс прочности арматуры С увеличением прочности арматуры про- порционально увеличивается длина анкеров- ки стержней, требуемая для восприятия пол- ного расчетного сопротивления. Прочность бетона С повышением прочности бетона возрастает прочность его сцепления с арматурой, что позво- ляет уменьшить длину анкеровки стержней. Диаметр стержня С увеличением диаметра стержня длина его анкеровки увеличивается. Фактическое напряжение в стержнях В случае использования стержней с площа- дью сечения больше требуемой расчетом по несущей способности длина анкеровки может быть уменьшена пропорционально отноше- нию As cal/As & при соблюдении установленных нормами требований по минимальным значе- ниям длины анкеровки. As са1 и As площади сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная. Вид нагрузки При нагрузках, вызывающих сжимающие напряжения в бетоне, окружающем стержень в зоне анкеровки, длина анкеровки может быть уменьшена, так как обжатие бетона снижает вероятность развития в нем опасных раскалы- вающих усилий. Поперечное армирование Наличие поперечного армирования в зоне анкеровки стержней рабочей арматуры сдер- живает поперечные растягивающие усилия раскалывания в бетоне и препятствует чрез- мерному развитию трещин раскалывания в бетоне, снижающих прочность сцепления с арматурой. При многорядном расположении рабочей арматуры балок поперечное армиро- вание повышает прочность сцепления с бето- ном стержней вышерасположенных рядов, которая без поперечной арматуры может ока- заться недостаточной в результате неравно- мерного по высоте сечения уплотнения бетон- ной смеси. 2.3.3 Анкеровка стержней, работающих на сжатие При анкеровке сжатых арматурных стерж- ней периодического профиля за счет сцепле- ния с бетоном значительная доля усилия сжа- тия передается через торец стержня. В этом случае для исключения опасности откола бе- тона при использовании стержней диаметром 16 мм и более необходимо устанавливать по- перечную арматуру, охватывающую продоль- ные арматурные стержни в зоне их анкеровки (рис. 2.5). Её следует рассчитывать на воспри- ятие усилия, равного */5 расчетного усилия, воспринимаемого продольной арматурой в зоне анкеровки. Аналогичное поперечное ар- Рисунок 2.5 — Предотвращение опасности раскалывания из-за давления торцов сжатых стержней посред- ством поперечной арматуры, охватывающей сквозные продольные стержни: а) давление на бетон под торцом арматуры; б) расположение поперечной арматуры в опорной зоне. 46
Рисунок 2.6 — Способы анкеровки арматуры: а) приваркой уголков (для коротких опор); б) посредством приваренной анкерной пластины; в) посредством анкер- ных пластин на резьбе (несущая способность определяется по площади сердечника резьбы); г) головками, запресо- ванными в анкерную пластину и высаженными мирование целесообразно в зонах стыкования сжатой арматуры внахлестку. Для усиления анкеровки сжатой арматуры могут быть использованы крюки и отгибы (лапки). Это не рекомендуется для стержней, располагаемых вблизи наружной, поверхнос- ти конструкции (например, в колоннах), так как в силу внецентренного характера опира- ния на крюк или лапку возникает опасность выкола бетона из-за изгиба (потери устойчи- вости) рабочего стержня. В таких местах целесообразно устанавли- вать прямые стержни с усилением зоны опи- рания торца стержня часто расположенными хомутами. 2.3.4 Приспособления для анкеровки стержневой арматуры Специальные приспособления для анке- ровки арматуры используют тогда, когда суще- ствующая длина концевых участков стержня не достаточна для анкеровки силами сцепле- ния. В этих случаях на концах стержней уста- навливают анкера, несущую способность ко- торых определяют расчетом или эксперимен- тально. Применяемые типы концевых анкеров показаны на рис.2.6. 2.3.5 Анкеровка сварных сеток Анкеровка таких сеток обеспечивается (рис.2.7) как периодическим профилем про- дольных стержней, так и поперечными стер- ап Поперечные стержни >2,5см ^5см £5ds Рисунок2.7-— Анкеровка сварной сетки (1ап — длина зоны анкеровки) жнями. Доля усилия, воспринимаемая попе- речным стержнем, зависит от допустимой ве- личины смещения продольного стержня, ко- торую в условиях эксплуатации необходимо ограничивать. Зачастую из-за этих ограниче- ний оказывается не полностью используемой несущая способность приваренных попере- чин. В сварных сетках прочность на срез свар- ных соединений контролируют испытаниями вырезанных фрагментов сетки, и она должна составлять не менее 30 % нормативного сопро- тивления растяжению, умноженного на пло- щадь сечения анкеруемого рабочего стержня. 2.3.6 Расчет длины анкеровки стержней При расчете длины анкеровки арматуры следует учитывать способ анкеровки, класс арматуры и ее профиль, диаметр арматуры, прочность бетона и его напряженное состоя- ние в зоне анкеровки, конструктивное реше- ние элемента в зоне анкеровки (наличие по- перечной арматуры, положение стержней в сечении элемента и др.). 47
В СП 63.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 52-01-2003) базовую (основ- ную) длину анкеровки, необходимую для пе- редачи усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления R на бетон, опре- деляют по формуле /п (2.1) ап 5 у bond 5’ v 7 где As и us — соответственно площадь попе- речного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения, определяемые по номи- нальному диаметру стержня; Rbond — расчетное сопротивление сцеп- ления арматуры с бетоном, при- нимаемое равномерно распреде- ленным по длине анкеровки и определяемое по формуле ^bonJ=711^2^’ (2.2) здесь тц — коэффициент, учитывающий вли- яние вида поверхности арматуры, принимаемый равным: 1,5 — для гладкой арматуры (класса А240); 2,0 — для холоднодеформированной ар- матуры периодического профиля (класс В500С); 2,25 — для стержневой арматуры перио- дического профиля иностранного производства горячекатаной и тер- момеханически упрочненной, что соответствует требованиям зару- бежных нормативных документов; 2,5 — для арматуры периодического 1 ____ _ о ЗЕ по ГОСТ 5781, ГОСТ 10884-94, ГОСТ Р 52544-2006, СТО АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5254-94, кроме А500СП по ТУ 14-1-5526-2006; 2,8* — для арматуры класса А500СП по ТУ 14-1-5526-2006 (см. СТО 36554501-005-2006**); т|2 — коэффициент, учитывающий вли- яние размера диаметра арматуры, принимаемый равным: 1,0 — при диаметре арматуры ^<32; 0,9 — при диаметре арматуры 36 и 40 мм всех видов. При использовании арматуры класса А500СП в массивных железобетонных конст- рукциях, например, в монолитных фундамен- тах зданий, в расчете длины заделки арматур- ных выпусков диаметром 36 и 40 мм допуска- ется в формуле (2.2) применение коэффици- ента т|2= 1,0*. Требуемую длину анкеровки арматуры (1ап) определяют расчетом по формуле с учетом конструктивного решения элемента в зоне ан- керовки, а также по конструктивным сообра- жениями и опытным данным .)> (2-3) ап х 1),ап/у s,car s,ej77 v 7 где /0 ап — базовая длина анкеровки, опреде- ляемая по формуле (2.1); ^sca^sef ~ площади поперечного сечения арматуры соответственно, требу- емая по расчету с полным расчет- ным сопротивлением и фактичес- ки установленная; а — коэффициент, учитывающий вли- яние на длину анкеровки напря- женного состояния бетона и арма- туры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки. При анкеровке стержней периодического профиля с прямыми концами (прямая анке- ровка) или гладкой арматуры с крюками или петлями без дополнительных анкерующих ус- тройств для растянутых стержней принимают а= 1,0, а для сжатых а=0,75. Допускается уменьшать длину анкеровки в зависимости от количества и диаметра по- перечной арматуры и величины поперечного обжатия в зоне анкеровки (например, от опор- ной реакции), но не более чем на 30 %. При этом Rbond определяется с учетом зна- чений т| j и т)2, приведенных в настоящем раз- деле выше. В любом случае фактическую дли- ну анкеровки принимают не менее О,3/о ап, а также не менее 15^ для арматуры класса А500С, 10^ для арматуры класса А500СП* и 200 мм. При конструировании поперечного арми- рования балок целесообразно предусмотреть расположение не менее двух замкнутых хому- тов в зонах за внутренними гранями свобод- ных опор из арматуры не менее 8 мм классов А400, А500, В500. Усилие Ns, воспринимаемое анкеруемым стержнем арматуры, определяют по форму- ле (2.4). * Рекомендуемые НИИЖБ им. А.А. Гвоздева значе- ния для А500СП — в соответствии с требованиями СТО 36554501-005-2006** (редакция 2013 г.). 48
(2.4) где lan — определяется по формуле (2.3), при- нимая (Л5 га/)/(Л5 е/)= 1; / —расстояние от конца анкеруемого стержня до рассматриваемого сече- ния элемента. На крайних свободных опорах элементов длина запуска растянутых стержней за внутрен- нюю грань опоры при выполнении условия Q<a,5Rbf)hQ должна быть не менее 5ds. Если ука- занное условие не соблюдается, длина запуска арматуры за грань опоры должна быть равной 1ап, которую определяют по формуле (2.3) с вы- полнением конструктивных ограничений. 2.3 .7 Длина анкеровки сварных сеток Рекомендуемые значения длины анкеров- ки сварных сеток приведены в таблице 2.4. В сварных сетках из стержней периодичес- кого профиля число поперечных стержней в зоне анкеровки можно сократить на один стержень, компенсируя это устройством крюков или отги- бов (лапок) на концах продольных стержней. Длину анкеровки сварных сеток с рабочей арматурой периодического профиля можно определять как для одиночных стержней в со- ответствии с положениями раздела 2.3. 2.4 Соединения арматуры Для стыкования арматурных стержней применяют следующие типы соединений: а) стыки внахлестку без сварки (применя- ются для стержней диаметром не более 40 мм): - с прямыми концами стержней периоди- ческого профиля; - с прямыми концами стержней с привар- кой или установкой по длине нахлестки попе- речных стержней; - с загибами на концах (крюки, лапки, пет- ли); при этом для гладких стержней применя- ют только крюки и петли; б) сварные и механические стыковые со- единения: - сваркой арматуры; - с применением специальных механичес- ких устройств (стыки с опрессованными муф- тами, резьбовыми муфтами и др.). Таблица 2.4 Длина анкеровки 1ан сварных сеток из арматуры классов А500, В500 и Вр500 Продольные (рабочие) стержни Диаметр Условия сцепления Длина анкеровки 1ап Эскизы анкеровки Одиночные до 12 мм включительно 2 поперечных стержня и не менее 250 мм z>250 II* 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 Спаренные до 8,5 мм включительно I 2 поперечных стержня и не менее 250 мм z>250 II 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 свыше 8,5 до 12 мм включительно I* 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 II* 4 поперечных стержня и не менее 450 мм z >450 Примечания: I — хорошие условия сцепления: для стержней, расположенных в нижней половине сечения элемента или на расстоянии более или равном 300 мм от верха сечения. II — ухудшенные условия сцепления для всех стержней, не отвечающих условию I, например, в сетках, укладываемых в верхней зоне сечения плит монолитных перекрытий. * — при использовании арматуры класса А500СП число поперечных стержней может быть уменьшено на один стержень с соответствующим уменьшением 1ап. 49
Стыки арматуры, как правило, не следует располагать в зонах наибольших напряжений (от изгибающих моментов и перерезывающих сил). По возможности стыковые соединения соседних стержней следует размещать враз- бежку относительно друг друга. В местах стыковании арматуры внахлест- ку без сварки бетон включается в работу соеди- нения, при этом усилия сцепления или скалы- вающие усилия передаются под углом от од- ного соединения к другому. Возникающие при этом поперечные раска- лывающие усилия, суммируясь с раскалываю- щими усилиями, создаваемыми взаимодей- ствием с бетоном поперечных ребер профиля арматуры, могут явиться причиной значитель- ных поперечных растягивающих напряжений и образования продольных трещин в бетоне, которые в свою очередь ослабляют прочность нахлесточных соединений арматуры. Для восприятия таких растягивающих уси- лий в зонах стыкования целесообразно разме- щение поперечной арматуры при достаточной толщине защитного слоя бетона. 2.4.1. Стыкование арматуры внахлестку без сварки Продольная арматура Стыки растянутой или сжатой арматуры должны иметь длину перепуска (нахлестки) не менее значения длины определяемого по ЭК формуле 2.5 или по графикам на рис.2.8 и 2.9. (2.5) где /0 ап — базовая длина анкеровки, опреде- ляемая по формуле (2.1), в том чис- ле с учетом требований, относя- щихся к арматуре класса А500СП; а — коэффициент, учитывающий влия- ние напряженного состояния арма- туры, конструктивного решения железобетонного элемента в зоне соединения стержней, количества стыкуемой арматуры в одном сече- нии по отношению к общему коли- честву арматуры в этом сечении, расстояния между стыкуемыми стержнями и смежными стыковы- ми соединениями. При соединении арматуры периодическо- го профиля с прямыми концами, а также глад- ких стержней с крюками или петлями без до- полнительных анкерующих устройств коэ зк фициент а для растянутой арматуры прини- мают равным 1,2, а для сжатой арматуры — 0,9. При этом должны быть соблюдены следу- ющие условия: - относительное количество стыкуемой в одном расчетном сечении элемента рабочей растянутой арматуры периодического профи- ля должно быть не более 50 %, гладкой армату- ры (с крюками или петлями) — не более 25 %; - усилие, воспринимаемое всей поперечной арматурой, поставленной в пределах стыка, дол- жно быть не менее половины усилия, воспри- нимаемого стыкуемой в одном расчетном сече- нии элемента растянутой рабочей арматурой; - расстояние между стыкуемыми рабочи- ми стержнями арматуры не должно превышать 4ds (рис. 2.10). - расстояние между соседними стыками внахлестку (по ширине железобетонного элемента) должно быть не менее 2ds и не менее 30 мм (рис. 2.10). В качестве одного расчетного сечения эле- мента, рассматриваемого для определения отно- сительного количества стыкуемой арматуры в одном сечении, принимают участок элемента вдоль стыкуемой арматуры длиной 1,3/,. Счита- ется, что стыки арматуры расположены в одном расчетном сечении, если центры этих стыков находятся в пределах этого участка (рис. 2.10). - при расстоянии между осями смежных стыков более 10</5 длину нахлестки стержней /, для арматуры класса А500СП можно умень- шить на 20 %. Допускается увеличивать относительное количество стыкуемой в одном расчетном се- чении элемента рабочей растянутой арматуры —----- Европейская арматура Рисунок 2.8 — График для определения длины нахлестки арматурных стержней периодического профиля в растянутом бетоне. 50
---- А500СП ----А500С ---- Европейская арматура Рисунок 2.9 — График для определения длины нахлестки арматурных стержней периодического профиля в сжатом бетоне Рисунок 2.10— Расположение стержней, стыкуе- мых внахлестку, и самих стыков: а — расположение стержней в стыке; б — расположе- ние стыков до 100 %, принимая значение коэффициента а равным 2,0. При относительном количестве стыкуемой в одном расчетном сечении армату- ры периодического профиля более 50 % и глад- кой арматуры более 25 % значения коэффици- ента а определяют по линейной интерполяции. Asi=As/2 Asi=As/2 / —\ / \ Asi=As/2 Asi=As/2 Рисунок 2.11 — Расположение поперечной арма- туры в зоне стыка внахлестку При наличии дополнительных анкерующих устройств на концах стыкуемых стержней (при- варки поперечной арматуры, загиба концов сты- куемых стержней периодического профиля и др.) длина перепуска стыкуемых стержней мо- жет быть уменьшена, но не более чем на 30 %. В любом случае фактическая длина пере- пуска должна быть не менее О,4а/о ал, не менее 2(Ц и не менее 250 мм. Все стержни распределительной (нерабо- чей) арматуры можно стыковать в одном се- чении, при этом длину нахлестки определяют с коэффициентом а = 1,3. В конструкциях, проектируемых с учетом динамических нагрузок, применять в стыках внахлестку крюки или петли не допускается. В сжатых элементах можно стыковать все стержни в одном сечении внахлестку без свар- ки (с учетом п. 2.4.4) 5 Поперечная арматура При стыковании арматуры внахлестку до- полнительная поперечная арматура требуется в следующих случаях: - диаметр стыкуемых стержней 16 мм и более; - свыше 50 % стержней стыкуется в одном сечении; - при воздействии динамических нагрузок. Поперечную арматуру располагают на уча- стках 73 lf по краям длины нахлестки. На каж- дом из этих участков должно быть не менее трех поперечных стержней, при продольной арматуре из стали А500СП, их число может быть снижено до двух (рис. 2.11). Поперечная арматура должна располагать- ся с внешней стороны стыкуемых стержней. Для постоянно сжатых стержней по одному дополнительному поперечному стержню сле- дует устанавливать с каждой стороны за пре- делами длины нахлестки на расстоянии 4<75 от крайних поперечных стержней, расположен- ных в пределах длины нахлестки (рис. 2.11). В качестве поперечной арматуры стыков вполне успешно можно использовать горизон- тальные участки хомутов, вертикальные (боко- вые) участки которых служат для обеспечения прочности на срез (рис. 2.12). Поперечная арма- тура в виде узких хомутов или скруток, охваты- вающая стыкуемые стержни, рекомендуется для стержней крупных диаметров (28 мм и выше). При петлевых стыках поперечную армату- ру (например, хомуты) иногда располагают внутри петли (рис. 2.13; 2.14). При установке поперечной арматуры, со- ответствующей сечению всех стыкуемых стер- 51
Скрутки Рисунок 2.12 — Возможные конфигурации поперечной арматуры в стыках Рисунок 2.13 — Стык внахлестку с петлями Поперечная арматура 1 -1 б а — малое растягивающее усилие; б) большое растягивающее усилие Рисунок 2.14 — Страховка стыков внахлестку с петлями с помощью усиленного защитного слоя и попереч- ной арматуры (со шпильками) 52
жней, длину нахлестки при полном использо- вании прочности стыкуемых стержней можно уменьшить до lt - lQ ап. 2.4.2 Стыки внахлестку сварных сеток При устройстве нахлесточных стыков ар- матурных сеток необходимо соблюдать следу- ющие условия. Расположение стыков Однорядная арматура (одна сетка в растя- нутой или сжатой зоне элемента) В сетках с одиночными стержнями 0<16 или со спаренными стержнями 0<7,5 мм мож- но стыковать все стержни в одном сечении. При стержнях более крупных размеров воз- никает опасность преждевременного разруше- ния (выкалывания) бетона в зоне стыка по вине арматуры, расположенной ближе к поверхнос- ти элемента даже при увеличенной длине на- хлестки. Это происходит из-за малой толщины защитного слоя и действия значительных рас- тягивающих напряжений вследствие расклини- вающего эффекта периодического профиля поверхности арматурных стержней. Многорядная арматура (несколько сеток в растянутой или сжатой зонах элемента). У сеток с одиночными стержнями 0> 10 мм или со спаренными стержнями 0>7,5 мм в од- ном сечении можно стыковать не более 60 % стержней, причем стыкуемые стержни долж- ны размещаться во внутренних рядах. Стыки сеток в соседних по высоте рядах должны быть расположены со смещением в продольном направлении, равным 1,5-крат- ной длине нахлестки. В пределах длины нахлестки целесообраз- но смещение поперечных стержней в верхней сетке по отношению к нижней на половину шага. Это улучшает условия передачи усилий в стыковой зоне стыкования. По возможности не следует располагать места стыкования сеток в местах максималь- ных напряжений в железобетонном элементе. При динамическом характере прилагае- мой нагрузки применение стыкования сеток внахлестку допускается по согласованию с НИИЖБ им. А,А. Гвоздева. Поперечная арматура Дополнительная поперечная арматура не обязательна для сеток со стержнями, диа- метр которых соответствует требованиям таблицы 2.5. Таблица 2.5 Параметры стыков внахлестку для сварных сеток из арматуры классов А500 и В500 Вид и расположение стержней Диаметр, мм Одиночные <12 Рабочие Спаренные <8,5 Спаренные 8,5<J<12 1J продольные dt О Поперечные Одиночные все стержни Условия сцепления Длина нахлестки । 3 поперечных стержня, > 300 мм 4 поперечных II стержня, > 400 мм 4 поперечных j* * ** стержня, > 400 мм 5 поперечных П* стержней, > 500 мм 2 продольных 1 и II стержня > 200 мм Эскиз стыка** >4ПЛ Примечание — Длины нахлестки приняты с учетом прочности соединений на срез не менее 30% усилия, соответствующего нормативному сопротивлению рабочих стержней. * При использовании арматуры класса А500СП число поперечных стержней на длине нахлестки уменьшается на 1 стержень. ** а — односторонняя нахлестка, б- встречная нахлестка 53
2.4.3 Длина нахлестки сварных сеток Длина нахлестки сеток может быть опреде- лена в зависимости от числа приваренных по- перечных стержней в соответствии с указания- ми раздела 2.4 и табл. 2.5. Несущая способность сварных соединений в сетках на срез должна быть не менее 30 % уси- лия, соответствующего нормативному сопро- тивлению рабочих стержней. Длины нахлест- ки, приведенные в таблице 2.5, являются дос- таточными для условий, когда напряжения в рабочих стержнях не превышают 2/3 расчет- ного сопротивления примененного класса ар- матуры. При размещении стыков в местах, где напряжения в арматуре превышают этот уро- вень, длина нахлестки сеток должна быть про- порционально увеличена. Для минимизации эксцентриситета рабо- чих стержней при стыковании сеток следует стремиться к тому, чтобы эти стержни в зоне стыков располагались в одной горизонтальной плоскости (встречная нахлестка). 2.4.4 Стыки внахлестку стержней большого диаметра (>25 мм) Стержни большого диаметра (более 25 мм в сжатых элементах и 32 мм в растянутых) не рекомендуется стыковать внахлестку. В порядке исключения такие соединения допустимы, когда минимальный размер попе- речного сечения элемента равен или более 1 м и если напряжения в стержне не превышают 80 % расчетного сопротивления. Для стыкования стержней большого диа- метра могут быть применены контактные стыки (только для условий работы на сжатие), а также сварные стыки и механические сты- ки с использованием винтовых или обжим- ных муфт. При отсутствии поперечного сжатия в зоне анкеровки стержней внахлестку должна уста- навливаться поперечная арматура. При стыко- вании внахлестку стержней, работающих на растяжение, поперечную арматуру устанавли- вают по расчету. Наличие расклинивающих усилий у кон- цов сжатых и растянутых стержней вызывает необходимость установки у концов стержней за пределами нахлестки дополнительной по- перечной арматуры на участках длиной при- мерно 4dc. (рис.2.15). 2.4.5 Сварные соединения арматуры При соединении арматуры всех видов с использованием сварки выбор типов сварно- го соединения и способов сварки производят с учетом условий эксплуатации, свариваемос- ти стали и требований по технологии изготов- ления в соответствии с ГОСТ 14098. Допустимо применение иных видов свар- ных соединений стержней при условии согла- сованию их конструкции и технологии выпол- нения в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева. Рисунок 2.15— Стык внахлестку для сжатых стержней Возможные трещины 54
2.4.6 Сварные соединения термомеханически упрочненной арматуры стали класса А500 (А500С и А500СП) Применяемые типы сварных соединений Для термомеханически упрочненной арма- турной стали класса А500С (А500СП) допус- кается применять следующие типы по ГОСТ 14098-91: - крестообразные соединения типов К1-Кт и КЗ-Рр, выполняемые контактной точечной и ручной дуговой сваркой; - стыковые соединения типов С1 - Ко и СЗ- Км, выполняемые контактной стыковой свар- кой с отношением диаметров соединяемых стержней 0,85 — 1,0; - стыковые соединения типов С21 - Рн, С22- Ру и С23-Рэ, выполняемые ручной дуговой сваркой с парными накладками или с нахлес- ткой в горизонтальном и вертикальном поло- жении стержней; - стыковые соединения стержней на сталь- ной скобе-накладке типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм, С25-Мп и С26-Рс, выпол- няемые ручной дуговой или механизирован- ной сваркой; - нахлесточные соединения стержней с плоскими элементами проката типа Н1-Рш, выполняемые ручной дуговой сваркой шва- ми; - нахлесточные соединения типов Н2-Кр и НЗ-Кп, выполняемые контактной точечной сваркой по рельефу на плоском элементе про- ката; - тавровые соединения стержней с плоским элементом проката типа Т2-Рф, выполняемые дуговой сваркой под флюсом без присадочно- го металла; - тавровые соединения типов Т10-Мс и Т11-Мц, выполняемые дуговой механизиро- ванной сваркой в СО2 в отверстие; - тавровое соединение типа Т12-Рз, выпол- няемые ручной дуговой сваркой в раззенко- ванное отверстие. 2.4.7 Технологические требования к производству сварочных операций для наиболее часто применяемых типов сварных соединений Крестообразные соединения стержней Дуговую сварку прихватками крестообраз- ных соединений типа КЗ-Рр следует выпол- нять электродами типа Э46, Э46А диаметром 4—5 мм или механизированным способом в среде СО2, используя проволоку сплошного сечения марки СВ08ГА или СВ08Г2С диамет- ром 2 мм. Недопустимо применение этого типа со- единения для стержней арматуры класса А400 из стали марки 35ГС, в т.ч. со стержнями ар- матуры других классов. Контактную точечную сварку соединений типа К-1-Кт следует производить, принимая усилия сжатия электродами Рэ по таблице 2.6, а значения относительной осадки h/d{ — по таблице 2.7. Для стержней диаметром свыше 28 мм тех- нологические параметры процесса сварки подбирают опытным путем. Стыковые соединения стержней Контактная стыковая сварка (тип соеди- нения Cl-Копо ГОСТ 14098-91) является наи- Таблица 2.6 1,0 Усилия сжатия электродами Рэ, тс, при диаметре меньшего сопрягаемого стержня d}, мм 3 0,1 4 0,14 5 0,18 6 0,24 8 0,41 10 0,53 12 0,76 14 0,88 16 1,1 18 1,22 20 1,4 22 1,6 25 1,8 28 2,1 0,5-0,3 0,1 0,1 0,1 0,12 0,2 0,25 0,4 0,44 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,05 Таблица 2.7 Минимальные значения относительной осадки h/d{, обеспечивающие нормируемую прочность сварного соединения при соотношении dx/d1 Минимальное значение h/dx для ненормируемой прочности сварного соединения 1,0 0,5 0,33 Для всех соотношений 3-28 0,4-0,5 0,35-0,4 0,3-0,4 0,2 55
более распространенным способом стыково- го соединения стержней арматуры в индустри- альном производстве ЖБИ. Сварка этим спо- собом арматуры, подвергаемой в процессе производства термомеханической обработке, в частности, классов А500С и А500СП, требу- ет соблюдения ряда условий, направленных на минимизацию разупрочнения стержней. Заготовку стержней под контактную сты- ковую сварку преимущественно следует про- изводить путем рубки на механических нож- ницах. На свариваемых торцах недопустимо наличие отгибов стержней, вызванных непра- вильной наладкой режущего узла ножниц. Торцы стержней перед сваркой должны быть очищены от окисной пленки (ржавчины) и прочих загрязнений, препятствующих надеж- ному электрическому контакту. Для стержней больших диаметров допуска- ется применение газовой резки; в этом случае с торцов стыкуемых отрезков перед началом сварки должна быть тщательно удалена окали- на. Также должны быть зачищены до металли- ческого блеска зоны поверхности стержней в зонах зажима медными электродами машины. При установке в сварочную машину стер- жни должны быть развернуты вокруг своих продольных осей относительно друг друга так, чтобы в начале процесса сварки электричес- кий контакт происходил на минимальной пло- щади соприкосновения торцов соединяемых стержней. Основными техническими параметрами настройки сварочного оборудования для сты- кования арматурных стержней являются сле- дующие: - установочная длина Z , т.е. осевой размер выступающего из электродов конца стержня (рис.2.16); - величины оплавления /опл и осадки или размеры участков стержня, расходуемых соот- ветственно на оплавление и осадку (в т.ч. осад- ку под током Гж); - сварочный ток, определяемый мощнос- тью трансформатора машины и выбором оп- тимальной ступени, обеспечивающей непре- рывность процесса оплавления; - скорость оплавления и осадки. • Контактную стыковую сварку следует вы- полнять преимущественно методом непрерыв- ного оплавления без предварительного подо- грева. При сварке на каждый из стыкуемых стержней рекомендуется принимать устано- вочную длину Z, равную (0,6... 1,0)JH. При вы- 56 полнении стыкового соединения величина оплавления L с каждой стороны стыка — ОПЛ х (0,3...0,5)dH. Величину осадки подбирают опытным путем. Обычно значение составляет около 0,25 <7Н, а Г ж — около 0,1 dH. на каждый из стыкуемых стержней. Диаметр выдавливаемого венчика грата D не должен быть более (1,1...1,2) ds (рис. 2.17). Для стержней большого диаметра возмож- но применение предварительного подогрева. Зона подогрева должна быть по возможности минимальной, чтобы не допускать расшире- ния зоны разупрочнения металла в стыковом соединении. Во всех случаях по окончании осадки сты- ка зона красного каления металла не должна распространяться по длине стержня на рассто- яние более 5—7 мм в каждую сторону от цент- ра соединения. Подбор параметров и режимов процесса контактной стыковой сварки должен контро- лироваться испытаниями натурных конт- рольных образцов сварных соединений. При испытании на осевое растяжение образцы дол- жны иметь временное сопротивление разры- ву не менее приведенных в табл. 2.8. Дуговую сварку стыковых соединений с парными накладками типа С21-Рн следует выполнять ручной сваркой односторонними протяженными швами, наплавляемыми в шах- матном порядке электродами типа Э46, Э46А диаметром 4—5 мм или механизированным способом в среде СО2 проволокой сплошного сечения марок СВ08ГА или СВ08Г2С. Парные накладки следует изготавливать из арматуры того же класса и диаметра длиной не менее 10J5 плюс величина зазора между сты- куемыми стержнями Zj (не более 0,5Jv). Кон- цы накладок должны оставаться не заваренны- ми на длину (0,5... 1 ,OtZ5) с обеих сторон. Соединение стержней диаметром не более 25 мм возможно посредством дуговой сварки внах- лестку С23-Рэ, принимая длину нахлестки ZH не менее 10tZ5. Сварку следует начинать у краев на- хлестки, отступив от них на расстояние (0,5... 1 fi)ds и направляя шов к центру соедине- ния, с заваркой кратера на расстоянии 5ds от тор- цов соединяемых стержней. Края нахлестки дол- жны оставаться не заваренными. При вертикаль- ном расположении соединяемых стержней швы накладывают в направлении снизу вверх. Ванно-шовную сварку стыковых соедине- ний типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм,
I опл l опл Рисунок 2.16 — Геометрические параметры режима контактной стыковой сварки: 1 и 2 — свариваемые арматурные стержни; 3 и 4 — электроды (губки машины); /' и Г’ — установочные длины; /’ и Г' — величины оплавления; /’ и Г' — величины осадки У У vzlUl Ч/11Л Vv xzV* D — диаметр венчика грата Рисунок 2.17— Конструкция стыкового соедине- ния типов Cl-Ко и С2-Кн С25-Мп и С26-Рс следует выполнять на удли- ненных до (4 ds + /р желобчатых остающихся скобах-накладках. Межторцовой зазор завари- вается одиночными электродами типа Э50А, Э55 диаметром 4...6 мм в зависимости от диа- метра арматуры (С15-Рс и С19-Рм) или по- рошковой проволокой марок ПП-АН11 и ПЛ- АН ЗС диаметром 2.0 мм на форсированных режимах (С14-МП и С17-Мп). Сварное соединение должно содержать на длине желобчатой накладки четыре фланго- вых шва с катетом 6—10 мм, которые выпол- няют после полного остывания основного шва в шахматном порядке, начиная от краев скобы-накладки к заваренному ранее центру стыка. Сварку под флюсом тавровых соединений Т2-Рф анкеров закладных деталей с плоскими элементами стального проката следует выпол- нять при диаметре анкера ds не более 14 мм и соотношении толщины пластины и диаметра анкера не менее 0,55. Контроль качества сварных соединений арматуры всех классов Контроль качества сварных соединений, методы испытаний и правила приемки долж- ны соответствовать требованиям межгосудар- ственного стандарта ГОСТ 10922—2012 «Ар- матурные и закладные изделия, их сварные, механические и вязаные соединения для же- лезобетонных конструкций» Москва Стандар- тинформ 2012 г. Минимальные значения временного со- противления стыковых сварных соединений должны быть не ниже приведенных в табли- це 2.8. Таблица 2.8 Класс арматуры Временное сопротивление сварных соединений, Н/мм2, не менее А240 А400 А500С, А500СП В500С 320 530 550 550 Стержни рабочей арматуры классов А400, А500С, А500СП и В500С, имеющие на длине крестообразные сварные соединения, при ис- пытании на растяжения должны иметь вре- менное сопротивление ав не ниже значений по нормативным документам (ГОСТ или ТУ) на арматурный прокат этих классов. 57
Размер принимаемой партии сварных со- единений должен соответствовать требовани- ям ГОСТ 10922-2012. При операционном и приемочном контро- ле технические требования к сварным арма- турным конструкциям, порядок отбора образ- цов, их конструкция и методы испытаний дол- жны соответствовать ГОСТ 10922—2012. Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений следует выполнять в соответствии с требованиями проектной документации и СП 70.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 3.03.01- 87) и ГОСТ 10922—2012. В случае невозмож- ности или нецелесообразности проведения механических испытаний сварных соединений на образцах, отобранных непосредственно от изделий или конструкций, допускается прове- дение испытаний образцов — свидетелей, из- готовленных тем же сварщиком в идентичных условиях. Рисунок 2.18— Опрессованный стык, выполнен- ный многократным поперечным обжатием соединительной муфты с помощью переносного оборудования: а — общий ввд стыкового соединения; б — соедини- тельная муфта 2,4.8 Механические стыковые соединения В реальных объектах монолитного строи- тельства расход арматуры на её стыковку внах- лест может доходить до 50 % от массы всей ра- бочей арматуры. Для сильно нагруженных сжа- тых элементов (колонн, пилонов нижних эта- жей высотных зданий, фундаментных стоек и т.п.) насыщение сечений арматурой может быть таким большим, что само размещение в преде- лах сечения конструкции арматуры, стыкуемой внахлестку, становится проблематичным. Со- единения внахлестку затрудняют укладку и уп- лотнение бетона в конструкции, а также ухуд- шают его качество. Несоостность стыкуемых внахлестку вертикальных стержней арматуры может привести при больших нагрузках, харак- терных при чрезвычайных ситуациях, к выко- лам бетона на участках стыкуемых стержней и снижению прочности конструкций (рис. 2.5). Муфтовые соединения Для стыковки арматуры с обычными вида- ми периодического профиля применяются муфтовые соединения опрессованого (рис. 2.18) или резьбового (рис. 2.19) типа. Резьбовые муфтовые соединения целесо- образно применять для стыкования арматур- ных стержней классов А400...А600 диаметром от 12 до 40 мм Муфты для соединений этого типа изготов- ляют специализированные предприятия из Рисунок 2.19- Муфтовые резьбовые соединения арматурных стержней: а — стандартное с цилиндрической резьбой; б — позиционное с цилиндрической резьбой и контргай- кой; в — переходное с цилиндрической резьбой; г — стандартное с конической резьбой; д — переходное с конической резьбой легированной стали повышенной прочности. Обточку концов стержней и накатку на них резьбы осуществляют специальным перенос- ным оборудованием. Концы стыкуемых стержней следует заво- дить в муфту на требуемую длину, определяе- мую расчетом или опытным путем. При ис- пользовании резьбовых муфтовых соединений должна быть обеспечена требуемая по техдо- 58
кументации затяжка муфт для ликвидации люфта в резьбе. В средней части своей длины муфта долж- на быть равнопрочной стыкуемым стержням. Пластическая деформация стыкового соеди- нения при испытании на растяжение не дол- жна превышать 0,1 мм при достижении растя- гивающего напряжения в стержне 0,6 от. Соединения с помощью опрессованных муфт, длина которых зависит от эффективно- сти профиля арматуры, целесообразно приме- нять для стержней тех же классов диаметром от 16 до 40 мм при расстоянии между соседни- ми стыкуемыми стержнями не менее 50 мм. Такие муфты изготавливают с толщиной стенок 5—14 мм из стали марки Ст 10. Обжатие муфт производят сертифицированными пере- носными гидропрессами в несколько приемов (от 4 до 12 в зависимости от размера стержней). При использовании для стыков арматуры механических устройств в виде муфт несущая способность муфтового соединения должна быть равнопрочной стыкуемым стержням (со- ответственно при растяжении или сжатии). Методы контроля прочности механичес- ких соединений регламентированы ГОСТ 10922-2012. 2.5 Приемка, входной контроль качества арматуры у потребителя, маркировка, упаковка Арматурную сталь принимают партиями в соответствии массой не более 70 т. Каждая партия арматурной стали сопровождается до- кументом о качестве, где указывается номер профиля, класс прочности, химический со- став, значения временного сопротивления, предела текучести физического ат или услов- ного а0 2, относительного удлинения 65 и 5 и результаты испытания на изгиб. С целью безошибочной индентификации при входном контроле и в процессе эксплуа- тации каждый арматурный стержень должен иметь наносимую при прокатке маркировку, включающую товарный знак предприятия-из- готовителя и обозначение класса проката. Пример буквенно-цифровой маркировки при- веден на рис. 2.20. / / / / / / А500С / /- Рисунок 2.20 — Пример прокатной маркировки арматурного проката класса А500С производства ОАО «Оскольский электрометаллургический комбинат» Допускается поставка арматуры с марки- ровкой предприятия-изготовителя, которую наносят с использованием утолщений или пропусков поперечных ребер с одной сторо- ны проката. Например, начало чтения марки- ровки обозначают двумя утолщенными ребра- ми, число следующих обычных поперечных ребер до утолщенного ребра обозначает номер предприятия-изготовителя. В случае двухзнач- ного номера предприятия-изготовителя (рис. 2.21) начальное число обычных ребер указы- вает число десятков, а затем, после следующе- го утолщенного ребра — число единиц. Направление считывания маркировки Рисунок 2.21 — Пример прокатной маркировки предприятия-изготовителя номер 14 Допускаются другие виды прокатной марки- ровки, не снижающие эксплуатационные свой- ства проката и согласованные с потребителем. Прокатная маркировка, обозначающая класс прочности и наименование предприя- тия-изготовителя, на стержнях арматуры клас- са А500СП, как правило, не наносится. Кон- фигурация её профиля является легко читае- мым идентификационным признаком, запа- тентована заводом-изготовителем как про- мышленный образец и не применяется для других видов и классов арматуры. Общие правила упаковки — по ГОСТ 7566. Прутки упаковывают в связки массой от 1,5 до 15 т. По требованию потребителя масса связки не может быть менее 1,5 т. При поставке в мотках каждый моток дол- жен состоять из одного отрезка арматуры. До- пускается поставка мотков, состоящих из двух отрезков, в количестве до 10 % массы партии. Масса мотка должна быть от 0,3 до 1,5 т. Для холоднодеформированного проката класса В500С по согласованию с потребите- лем допускается поставка мотков с меньшей массой от 0,03 до 0,3 тис большей — от 1,5 до 3,0 т. Каждый моток должен быть плотно обвя- зан, количество и схему обвязок оговаривают в заказе или контракте. Каждая связка и каждый моток арматуры проката должны иметь ярлык, на котором ука- заны: - товарный знак и наименование предпри- ятия - изготовителя; 59
- номинальный диаметр арматурного про- ката, мм; - класс арматурного проката; - обозначение стандарта по которому из- готовлена арматура; - номер партии. Для арматурного проката, поставленно- го с указанием в сопроводительном докумен- те о качестве статистических показателей ме- ханических свойств, контрольных испыта- ний у потребителя допускается не произво- дить. В необходимых случаях арматурную сталь подвергают контрольным испытаниям на ра- стяжение и изгиб. Испытания проводят на растяжение по ГОСТ 12004, а на изгиб по ГОСТ 14019 на натурных образцах, отбирае- мых от каждой партии в количестве не ме- нее двух для каждого вида испытаний. При получении неудовлетворительных результа- тов хотя бы по одной из нормируемых меха- нических характеристик испытания по опре- делению данной характеристики повторяют на вдвое большем числе образцов, после чего делается окончательное заключение о каче- стве продукции. Приемка сварных соединений арматуры Размер принимаемой партии сварных со- единений должен соответствовать требовани- ям ГОСТ 10922-2012. При операционном и приемочном контро- ле технические требования к сварным арма- турным конструкциям, порядок отбора образ- цов, их конструкция и методы испытаний дол- жны соответствовать ГОСТ 10922—2012. Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений следует выполнять в соответствии с требованиями проектной документации, СП 70.13330.2012 и ГОСТ 10922-2012. В случае невозможности или нецелесооб- разности проведения механических испыта- ний сварных соединений на образцах, ото- бранных непосредственно от изделий или кон- струкций, допускается проведение испытаний образцов — свидетелей, изготовленных тем же сварщиком в идентичных условиях. 60
ЧАСТЬ III ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ЗАЩИТЫ ЗДАНИЙ ОТ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ 3.1 Концепции проектирования При проектировании ключевым принци- пом предотвращения прогрессирующего обру- шения конструкций зданий является реализа- ция комплекса технических решений их несу- щих элементов, узловых соединений и связей, гарантирующих достаточную способность си- стемы к рассеянию (диссипации) энергии от воздействия сверхнормативных усилий, воз- никающих из-за непредвиденного (аварийно- го) изменения общей конструктивной схемы, в частности, при выходе из строя отдельных её частей. Кратковременный динамический характер приложения нагрузки к несущим конструкци- ям зданий в ряде случаев может быть основ- ной причиной их прогрессирующего обруше- ния (взрывы, удары, сейсмика и т.п.) Наиболее действенными и экономичными средствами, обеспечивающими устойчивость железобетонных зданий против прогрессиру- ющего обрушения при статическом и кратков- ременном динамическом нагружении, явля- ются следующие: - использование при проектировании ра- циональных конструктивно-планировочных решений зданий с учетом возможности воз- никновения рассматриваемой аварийной си- туации; - конструктивные меры, обеспечивающие неразрезность конструкций и достаточную способность к диссипации (рассеянию) энер- гии без существенного уменьшения их обще- го сопротивления действию статических и кратковременных динамических нагрузок; - применение расчетных предпосылок и специализированных методик, а также кон- структивных решений, предусматривающих возможность пластического деформирования расчетных сечений без хрупкого разрушения по бетону, с целью перераспределения усилий в статически неопределимых конструктивных системах; - применение арматурного проката с про- филем и свойствами, обуславливающими эф- фективность совместной работы с бетоном (ус- тойчивости сжатых арматурных стержней в бетоне при достижении в нем предельных де- формаций при сжатии, прочности и энергоем- кости сцепления с бетоном в стадии пласти- ческой работы стержней при растяжении), для обеспечения развития в элементах конструк- ций и их соединениях пластических деформа- ций в запредельной стадии деформирования расчетных сечений; - использование при проектировании из- гибаемых элементов резервов несущей способ- ности, формируемых такими факторами, как влияние усилий распора, создаваемого окру- жающими конструкциями; возможность и сте- пень пластического деформирования элемен- тов в зонах их расчетных сечений, снижающе- го эффект динамичности прилагаемой внеш- ней нагрузки; использование арматуры и бе- тона повышенной прочности. Рациональные конструктивно-планировочные решения В табл. 3.1 приведены результаты двух ва- риантов выполненного в нелинейной поста- новке компьютерного статического расчета каркасных двухпролетных зданий различной этажности с регулярной структурой сетки ко- лонн и плоскими (безригельными, бескапи- тельными) многопролетными перекрытиями: - с выполнением требований СП 63.13330; - с соблюдением условий предотвращения прогрессирующего обрушения при возмож- Таблица 3.1 ^оп х/^о Расчет по I и II группам предельных состояний по СП 63.13330.2012 Расчет с учетом защиты от прогрессирующего обрушения (статика) Критические размеры сетки колонн (в метрах) при этажности здания Критические размеры сетки колонн, м 3 10 17 0,49 7,5x7,5 7,2x7,2 6,2x6,2 5,0x5,0 0,35 6,8x6,8 6,8x6,8 6,0x6,0 4,8x4,8 0,15 5,8x5,8 6,2x6,2 5,8x5,8 4,5x4,5 61
ногл разрушении средней колонны первого этажа. Расчетом определены критические разме- ры сетки колонн здания в зависимости от этажности и принятого армирования перекры- тия в опорных узлах, определяемого значени- ями £оп, при постоянстве геометрических ха- рактеристик несущих элементов, прочности бетона (В25), арматуры (А500), равномерной нагрузки (11 кН/м2) и пролетного армирова- НИЯ Йпр=0’126)- Приведенный пример дает представление о влиянии конструктивных и объемно плани- ровочных решений на технико-экономичес- кие показатели проектов монолитных много- этажных каркасных зданий, выполняемых с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения и оцениваемых требуемым арми- рованием расчетных сечений перекрытий в зависимости от Ориентируясь на данные табл. 3.1, можно предложить рекомендации по оптимизации объемно-планировочных решений некоторых каркасных зданий разной этажности для мас- сового строительства различного, в том числе комплексного, функционального назначения (гаражи-парковки, холодильники, торговые и офисные центры, жилые дома и т.п.). Из табл.3.1 видно, что максимальные раз- меры сетки колонн каркасного многоэтажно- го здания с безригельными перекрытиями по результатам обоих расчетов возможны в слу- чае проектирования с £=0,49« ^R. Установлено, что при значениях то есть при наиболее высоких жесткостях (£7) расчетных сечений в предельной стадии их сопротивления внешней нагрузке, а, следова- тельно, при минимальном раскрытии шарни- ров пластичности, имеют место наибольшие значения коэффициентов динамичности Kdv, рекомендуемых для корректировки (увеличе- ния) статической нагрузки при кратковремен- ном аварийном нагружении [18]. Наиболее рациональным путем снижения 5, а следовательно Kdv безригельного перекры- тия является увеличение плеча внутренней пары сил расчетных сечений в приопорных зонах (расстояние между центрами, тяжести растянутой арматуры и сжатого бетона) путем использования капителей колонн. В табл. 4.2 приложения 4 приведены ре- зультаты нелинейного статического расчета монолитного железобетонного безбалочного перекрытия 5-и этажного гаража размером в 62 плане 37,5x37,5 м с регулярной сеткой колонн 7,5x7,5 м. В данном случае оценивались различные варианты капительного исполнения надко- лонной части перекрытия. По результатам расчета можно видеть, что увеличение высоты надколонной части пере- крытия за счет увеличения высоты капители со 100 до 300 мм привело к увеличению расхо- да бетона при размерах капители 1,5x1,5 м по всему перекрытию на 6,3 % при снижении рас- хода арматуры на 26 %. Так как £ на опоре и в пролете в последнем варианте конструирова- ния не превышает 0,15, коэффициент дина- мичности близок к единице, и в расчетах на прогрессирующее разрушение при динамичес- ком характере аварийных нагрузок его учет не приведет к значительному увеличению арми- рования. Из результатов расчетов можно заключить, что изменением конструктивной схемы кар- касного здания и его перекрытия может быть достигнуто значительное снижение расхода арматуры и стоимости, то есть цель оптималь- ного проектирования выполняемого с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния. Каркасные здания с плоскими (безбалоч- ными, бескапительными) перекрытиями, с выполнением требований по предотвращению прогрессирующего обрушения от аварийных динамических нагрузок, рекомендуется проек- тировать с сеткой колонн до 6,0x6,0 м и высо- той до 10 этажей. При больших размерах сетки колонн и этажности здания следует проектировать без- ригельные перекрытия включающие в при- опорных зонах капители колонн (пилонов) с проверкой расчетом на прогрессирующее об- рушение. Для обеспечения безопасности многоэтаж- ных каркасных зданий повышенной степени ответственности следует преимущественно ис- пользовать балочные системы перекрытий, в том числе с применением балок-стенок. Возможны смешанные конструктивные решения несущего остова зданий повышенной этажности, например, в пределах трёх нижних этажей (включая подземные) применить кар- касную схему, и стеновую схему в вышележа- щей части. В этом случае в нижней части для удобства размещения гаражей-стоянок, торговых и офисных помещений целесообразно и допус-
тимо принятие сетки колонн без капителей до 6,2x6,2 м, а с капителями до 7,5x7,5 м. В верх- ней жилой части здания основные несущие стены следует преимущественно располагать по осям сетки колонн нижних этажей. Возможно иное расположение несущих стен верхних этажей при конструктивных ре- шениях, обеспечивающих передачу нагрузки на стены и колонны нижних этажей здания посредством балок или балок-стенок (кроме зданий, проектируемых на сейсмические воз- действия). Дополнительную жесткость в этих конст- руктивных решениях создают ядра жесткости из монолитных несущих стен, ограничиваю- щих лифтовые и лестничные коммуникацион- ные узлы здания. Неразрезность конструкций и эффективная арматура Высокая устойчивость против прогресси- рующего обрушения достигается неразрезно- стью несущих железобетонных конструкций зданий как сборных, так и монолитных. В сборных конструкциях с помощью свар- ных и механических соединений отдельных элементов обеспечивается неразрезность пе- рекрытий по длине, стоек (колонн, пилонов) и стен по высоте. При этом соединения сбор- ных элементов между собой и с монолитными конструкциями, препятствующие прогресси- рующему обрушению зданий и обеспечиваю- щие неразрезность конструктивной системы, должны проектироваться неравнопрочными соединяемым частям системы. Элемент, функция которого в предельном состоянии, связана с развитием наибольших пластических деформаций соединения, дол- жен иметь наименьшую прочность перехода в область неупругой работы. Для выполнения этого условия рекомендуется рассчитывать все элементы соединения (кроме наиболее плас- тичного) таким образом, чтобы они обеспечи- ли сопротивление в 1,5 раза превышающее несущую способность пластичного элемента. Например, анкеровка закладных деталей и прочность сварных соединений должны обес- печить восприятие в 1,5 раза большего усилия, чем расчетная несущая способность самой свя- зи (пластины, стержня и т.п.). Необходимо строго контролировать исполнение проектных решений пластичных элементов, обеспечива- ющих требуемую пластическую работу соеди- нения, так как их замена менее прочными не- допустима и опасна. В монолитных железобетонных зданиях ус- тойчивость против прогрессирующего обру- шения обеспечивается неразрезностью части расчетной арматуры главных несущих конст- руктивных элементов (колонн, стен, перекры- тий) как по горизонтали, так и по вертикали. В этом случае «живучесть» здания, т.е. спо- собность его конструктивной системы к дис- сипации энергии за счет перераспределения усилий, в основном обеспечивается свойства- ми арматуры и конструированием армирова- ния расчетных сечений элементов. Эффективная работа арматуры, препят- ствующая развитию процесса прогрессирую- щего обрушения, возможна лишь при условии достаточной пластичности стержней при рас- тяжении в предельном состоянии. Для этого необходимо, чтобы после дости- жения в арматурном стержне максимального усилия он не выключался из работы, продол- жая пластично деформироваться вплоть до уд- линений порядка нескольких миллиметров при не снижающемся растягивающем усилии и без потери сцепления с бетоном [17]. Соответствующие экспериментальные ис- следования были выполнены в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева по сопоставлению прочности и деформативности сцепления с бетоном стер- жней классов А500 и А800 с разными видами профилей поверхности при вытягивании из призм и массивов из бетона разной прочнос- ти, а также испытания на изгиб балок при раз- рушении по нормальному и наклонному сече- ниям [24, 25]. Результаты испытаний продемонстрирова- ли эффективность нового вида профиля с че- тырехсторонним расположением чередую- щихся подлине стержня серповидных и полу- серповидных ребер применительно к армату- ре класса А500, наиболее массового использу- емой в строительстве. Производимая с этим профилем арматура, классифицируется как А500СП. Проведенные исследования позволи- ли рекомендовать арматуру класса А500СП как предпочтительную для железобетонных кон- струкций зданий, проектируемых с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния, а также возводимых в сейсмических рай- онах [26]. Конструкции, проектируемые с учетом аварийных нагрузок при наиболее опасной 63
схеме локального разрушения рассчитывают- ся только по несущей способности. Поэтому с целью снижения расхода арматуры, целесооб- разно применение её с более высокой прочно- стью, классов А500, А600 и А800. Данная арматура имеет деформации, соот- ветствующие условному пределу текучести (о0 2), превышающие предельные деформации бетона при сжатии, что, при достаточном по- перечном армировании, позволяет сохранять устойчивость сжатых стержней в бетоне и ис- ключить его преждевременное разрушение при запредельных аварийных нагрузках. 3.2 Принципы расчета монолитных железобетонных конструкций с учетом свойство арматуры и динамики нагружения 3.2.1 Основные положения Монолитные здания имеют ряд особенно- стей по сравнению со зданиями сборной кон- струкции, связанных с «более свободными» архитектурно-планировочными решениями, широким шагом стен или колонн, решения- ми несущих перекрытий (покрытий) и ограж- дающих конструкций и т.п. Это обуславливает специфику расчета монолитных зданий на ус- тойчивость против прогрессирующего обруше- ния (ПР) при чрезвычайных ситуациях [17]. Обеспечение противодействия прогрес- сирующему обрушению необходимо для всех возводимых зданий и сооружений. В зданиях третьего уровня ответственности высотой ме- нее 5 этажей до настоящего времени не требо- валось расчета сопротивления ПР, в этом слу- чае достаточным считается использование ре- комендуемых для защиты от ПР конструктив- ных мероприятий. Задачами расчета на устойчивость против прогрессирующего обрушения могут быть: - оценка несущей способности и «живуче- сти» готовых проектных решений, еще не по- строенного или уже возведенного здания или сооружения; - проектирование новых зданий и соору- жений с учетом конструктивных мер, обеспе- чивающих их защиту от П Р при чрезвычайных ситуациях. Желательно, чтобы методики расчета, применяемые в том и другом случаях, были единообразны и понятны пользователям. Они должны иметь принципиальные осно- вы, отвечающие физической сущности де- формирования железобетонных конструк- ций в предельной стадии при чрезвычайных ситуациях, подтвержденные данными экспе- риментов. Из числа существующих методик расчета при оценке устойчивости монолитных жилых зданий против прогрессирующего обрушения рекомендуется использовать сертифицирован- ные в России компьютерные программы, по- зволяющие рассчитывать здания в простран- ственной постановке методом конечных эле- ментов (SKAD, Лира, STARK-ES и др.). Расчетную модель предпочтительнее пред- ставлять в виде системы пластинок (с проема- ми или без них), моделирующих стены, диаф- рагмы, пилоны и перекрытия, и стержней, мо- делирующих колонны, а также, при необходи- мости, ригели и балки. Элементы между собой должны быть со- единены связями, прочность которых эквива- лентна прочности фактических связей. Кроме того, модель может учитывать эле- менты, которые при нормальных условиях эк- сплуатации не являются несущими (например, навесные наружные стеновые панели, железо- бетонные ограждения балконов и т.п.), но при наличии локальных воздействий могут актив- но участвовать в перераспределении нагрузки. Модель здания должна быть аналитически оценена на основные силовые воздействия при всех рекомендуемых схемах возможного ло- кального разрушения конструкций. В соответствии с рекомендациями [17] рас- чет устойчивости зданий необходимо произ- водить на особое сочетание нормативных на- грузок, включающих постоянные и длитель- ные, а также (при наиболее опасной схеме ло- кального разрушения) — от нагрузки одного из гипотетических воздействий. Величины деформаций и ширины раскры- тия трещин не регламентируются. Расчетные прочностные и деформационные характерис- тики принимаются равными их нормативным значениям согласно действующим нормам проектирования железобетонных конструк- ций с учетом коэффициентов условий работы (коэффициентов динамического упрочнения бетона при сжатии (yftcv) и арматуры при рас- тяжени (yvv) и и сжатии (y5CV). В известных современных расчетных ком- плексах физическая нелинейность, обеспечи- вающая наибольшую точность расчетов и эко- номию материалов, учитывается двумя спо- 64
собами: введением нелинейных диаграмм де- формирования материалов (Лира, SKAD, ANSYS, COSMOS, NASTRAN и др.); или же введением диаграмм деформирования конст- рукций в виде пластических шарниров (SAP 2000, ETABS и др.). Принимая во внимание приведенные выше расчетные допущения, следует отметить, что их использование может при определенных условиях (например, небольшие пролеты плит, балок, перекрытий; высокая жесткость ко- лонн, пилонов, стен) обеспечить положитель- ные результаты расчета при отсутствии или минимальном увеличении расхода материалов (бетона и арматуры). Приведенные в таблице 3.1 данные пока- зывают, что для монолитного каркасного зда- ния высотой до 10 этажей включительно с сет- кой колонн 6x6 м с безригельным плитным перекрытием, запроектированным согласно требованиям 1-й и 2-й групп предельных со- стояний по СП 63.13330.2012, не требуется до- полнительных мероприятий по усилению кон- струкций. При больших размерах сетки колонн появ- ляется необходимость в усилении конструк- ций при высоте здания более 5 этажей. Из этого следует, что при высоте свыше 5 этажей для каркасных зданий с сеткой колонн более 6x6 м безопасность в отношении про- грессирующего обрушения конструктивных решений, выполненных согласно положени- ям СНиП, должна быть подтверждена допол- нительной расчетной проверкой. Практически, при проектировании всех мо- нолитных каркасных зданий повышенной этаж- ности (более 10 эт.) с сеткой колонн более 6x6 м необходимо производить расчетную проверку их устойчивости против прогрессирующего обру- шения. Степень возможного при этом удорожа- ния строительства будет зависеть от эффектив- ности принятых на стадии проектирования кон- структивных решений, в первую очередь, каса- ющихся армирования несущих конструкций. Приведенные в табл. 3.1 критические зна- чения размера сетки колонн могут быть уве- личены посредством применения при проек- тировании следующих приемов: - совершенствование расчетной модели, например, путем использования эксперимен- тально обоснованных видов расчетной диаг- раммы деформирования арматуры (двухли- нейной с наклонным вторым участком, трех- линейной или криволинейной); - учет возможности перераспределения усилий за счет предельно допустимого раскры- тия шарниров пластичности в расчетных се- чениях; - учет положительного влияния распора на несущую способность перекрытия; - увеличение высоты перекрытий в опор- ных зонах (устройство капителей и т. п); - применение бетона и арматуры более вы- сокой прочности. Проверка конструкции здания на устойчи- вость против прогрессирующего обрушения производится на основании сопоставления усилий в отдельных конструктивных элемен- тах, полученных из расчета, с предельными усилиями, которые могут быть восприняты этими элементами, т.е. при соблюдении усло- вия F<S, где F и 5, соответственно, усилие в конструктивном элементе и его несущая спо- собность, найденные с учетом приведенных выше указаний. Конструкции, не отвечающие этому усло- вию, должны быть усилены дополнительным армированием либо посредством увеличения размеров сечения элементов. В случае обеспечения пластической рабо- ты конструктивной системы в предельном со- стоянии расчет может быть произведен кине- матическим методом теории предельного рав- новесия [17]. Этот метод может быть успешно использо- ван, в основном, при регулярной планировоч- ной структуре здания, так как в этом случае схемы мест расположения пластических шар- ниров достоверно установлены как теорети- чески, так и экспериментально. В нерегуляр- ных конструктивных системах, где достовер- ность предполагаемых схем расположение пластических шарниров проблематична, ука- занный метод может привести к серьезным погрешностям в результатах расчета. Рекомендуемые отечественные методики расчёта зданий с учетом защиты от прогрес- сирующего обрушения практически не учиты- вают в прямом виде динамического характера аварийных нагрузок, что может привести к переоценке несущей способности конструк- тивных элементов и катастрофическим по- следствиям. Программные комплексы SKAD, Лира, STARK-ES успешно решают динамические задачи только в упругой постановке, что мо- жет приводить к значительному перерасходу материалов (арматуры). Для оценки динами- 65
ческого эффекта в расчетах конструкций целесообразно использовать коэффициент динамичности, учитывающий степень пла- стического деформирования конструкции, зная который можно получить достаточно достоверные данные на базе статического расчета. 3.2.2 Предельные состояния Проектирование железобетонных конст- рукций при обычных статических воздействи- ях основано на требованиях предельных состо- яний: - первой группы (по полной непригод- ности к эксплуатации вследствие потери не- сущей способности); - второй группы (по непригодности к нормальной эксплуатации вследствие наруше- ния требований по трещиностойкости и появ- ления недопустимых деформаций). При многих техногенных чрезвычайных ситуациях (взрывы различных веществ, удары и т.п.) возникают особые динамические на- грузки, интенсивность которых может значи- тельно превосходить несущую способность конструкций и поэтому возможны их разру- шения. В рассматриваемой ситуации целесооб- разно введение в нормативной документации критерия — аварийное предельное состояние. Согласно этому предельному состоянию для отдельных конструкций ставится требование по исключению обрушения. Для зданий и сооружений, в целом, вводят- ся требования по обеспечению живучести и ус- тойчивости против прогрессирующего разру- шения. При этом в конструкциях допускают- ся местные пластические деформации, не при- водящие к их обрушению. Поэтому аварийное предельное состояние определяется через зна- чения предельных деформаций (прогибов, кривизн), которые достигаются при последо- вательном деформировании в упругой и плас- тической стадиях. Расчет конструкций, подвергающихся ин- тенсивным динамическим нагрузкам, ведется по первой группе предельных состояний для обеспечения их эксплуатационной способно- сти или сохранности (рис. 3.1): - при возникновении остаточных деформа- ций (предельное состояние 1а); - от потери несущей способности конст- рукций (предельное состояние 16). м О <35 eld 35/ 1 — с арматурой класса А400; 2 — с арматурой класса А500, А600, А800 Рисунок 3.1 — Диаграмма момент-кривизна М-ае и предельные состояния железобетонных конст- рукций Для конструкций, рассчитываемых на дей- ствие аварийных динамических нагрузок (в час- тности на прогрессирующее обрушение), уста- навливается только предельное состояние 16, так как в этом случае могут быть допущены значи- тельные остаточные деформации и локальные разрушения при общей целостности системы. Опыты показали, что предельные состо- яния конструкций при импульсных динамичес- ких воздействиях можно характеризовать, ис- пользуя представления о деформировании кон- струкций при статическом нагружении [18]. Для не переармированных изгибаемых и внецентренно сжатых железобетонных эле- ментов, разрушающихся при значительных пластических деформациях растянутой арма- туры, предельное состояние 16 можно опре- делять на основе принципов метода предель- ного равновесия с условием предотвращения возможности разрыва арматуры. При расчете конструкций обычно вво- дятся критерии, определяющие достижение расчетного предельного состояния. Так, для конструкций при статическом нагружении они характеризуются условиями прочности (потери несущей способности). Современные методы статических и ди- намических расчетов позволяют определять прогибы или углы раскрытия в шарнирах пла- стичности. В связи с этим нормирование пре- дельных состояний при аварийных нагрузках принято основывать на величинах предельных прогибов и углов раскрытия. При этом должно соблюдаться условие: 66
где у, — значения прогиба и угла раскры- тия в шарнире пластичности, по- лученные в результате пластичес- кого расчета; ум, — предельный прогиб и предельный угол раскрытия. Определение деформаций железобе- тонных конструкций, работающих в пласти- ческой стадии, является достаточно сложной задачей. Поэтому критерии для нормирова- ния предельных состояний пластической работы сечений железобетонных элементов устанавливаются, в основном, по данным опытов. А.А. Гвоздевым [19] в результате анали- за большого числа экспериментов с железо- бетонными балочными конструкциями в 1943 г. было предложено характеризовать предельное состояние балочных конструк- ций, при котором еще не наступает разруше- ния бетона сжатой зоны, углом перелома в шарнире пластичности, величина которого в зависимости от процента армирования принималась =0,04-5-0,08. Для определения при £, > 0,018 пред- ложена формула =0,035+0,ООЗД. (3.2) Путем подстановки в формулу значений =0,04 и \|/ы =0,08 получим крайние значения относительной высоты сжатой зоны бетона в сечении с трещиной (£тах=0,6 и £min=0,067), которые, в первом случае, соответствуют гра- нице переармирования во втором ог- раничивают разрыв арматуры. Углы раскрытия у характеризуют локаль- ные повреждения конструкции, и их исполь- зование позволяет проследить процесс после- довательного развития пластических деформа- ций в конструкциях. Нормирование с помощью величины рас- крытия угла в шарнире пластичности можно применять для изгибаемых и внецентренно сжатых конструкций (арки, рамы). В ряде исследований предлагалось харак- теризовать предельное состояние изгибаемых железобетонных конструкций отношением предельного прогиба к пролету. Для железобе- тонных балок с коэффициентом армирования менее 0,02 рекомендовалось принимать эту величину равной 1/32. Широкое распространение получил спо- соб, согласно которому предельное состояние балочных конструкций характеризуется коэф- фициентом пластичности по прогибам К равным отношению полного прогиба к пре- дельному упругому, соответствующему момен- ту достижения арматурой физического или условного предела текучести [18]. Более универсальным подходом, особенно при решении задач статически неопределимых конструктивных систем зданий, является ис- пользование в качестве критерия для оценки предельного состояния железобетонных кон- струкций коэффициента пластичности по кривизне К ш [21 ] в наиболее нагруженных (на- пряженных) сечениях изгибаемых и внецент- ренно сжатых элементов (рис. 3.1): Kpld ~ Ж eld' (3.3) где ае ud — предельная кривизна железобетон- ного элемента в сечении с трещи- ной, соответствующая началу раз- рушения бетона сжатой зоны при динамическом нагружении (£<£&/); &eld — кривизна железобетонного эле- мента, соответствующая достиже- нию напряжениями в растянутой арматуре условного предела теку- чести при динамическом нагруже- нии, в том числе и для элементов, армированных сталью с площад- кой текучести. Похожие подходы для оценки общей пла- стичности конструкций, обеспечивающей должный уровень диссипации (рассеяния) энергии динамического воздействия при сей- смическом ударе и предотвращающей про- грессирующее обрушение рекомендованы для проектирования по Европейскому стандарту EN8 1998-1-1:2004 «Проектирование сейсмо- стойких сооружений — Часть 1. Общие поло- жения, сейсмические воздействия и требова- ния по проектированию зданий». В соответствии с этим документом для до- стижения требуемой общей пластичности кон- струкций потенциальные области образования пластических шарниров, которые определя- ются для каждого типа конструктивных эле- ментов, должны обладать возможностью зна- чительного пластического вращения. Это ус- ловие считается выполненным, если конструк- тивно обеспечивается достаточная пластич- ность по кривизне во всех критических облас- тях основных сейсмических несущих элемен- тов, включая концевые участки колонн. 67
При этом: - не допускается местная потеря устойчи- вости при продольном изгибе сжатой армату- ры в пределах потенциальных зон образования пластических шарниров в основных сейсмос- тойких элементах (колоннах, балках, плитах); - стальная арматура, используемая в кри- тических областях основных сейсмостойких элементов, должна иметь высокое равномер- ное пластическое удлинение (Л*>5 %) и эф- иль; фективный периодический проф - отношение временного сопротивления (gb), к пределу текучести (о ) должно быть существенно выше единицы В этом нормативе вводится критерий, ха- рактеризующий пластичность — коэффици- ент пластичности по кривизне критических областей железобетонных несущих элементов (ц ). Его рекомендуется определять как отно- шение значений кривизны при запредельной прочности при 85 % от предельного сопротив- ления и кривизны, соответствующей началу пластического деформирования при условии, что не превышены предельные деформации бетона и арматуры есг и esu к. Считается, что до- статочная пластичность по кривизне во всех критических областях основных сейсмостой- ких элементов обеспечивается, если коэффи- циент |1 , как минимум, равен следующим зна- чениям: Нф = 2?0 - 1 при Т\ >тс, (3.4) = 1 + 2(9о -1)£ при 1\ < Тс, (3.5) где qQ — базовая величина коэффициента влияния q, предназначенного для учета способности конструкций к диссипации энергии с целью сниже- ния горизонтальных сейсмических воздействий, зависящая от типа кон- структивной системы и её регулярно- сти в плане и по высоте здания. Для зданий, регулярных в плане и по вы- соте, значения qQ для конструктивных систем, относящимся к классам средней (DCM) и вы- сокой (DCH) пластичности соответственно принимаются равными: а) для каркасных систем: - одноэтажных зданий — 3,5 и 4,95; - многоэтажных однопролетных зданий — 3,9 и 5,85; б) для стеновых систем: - стеновой с несвязанными стенами — 3,0 и 4,0; - стеновой со связанными стенами — 3,6 и 5,4. 7 \ — основной период собственных коле- баний (первая форма); Т2 = (0,4-5-0,8) сек — период, зависящий от типа грунта. По формулам (3.4) и (3.5) вычисляются зна- чения коэффициентов пластичности по кри- визне, которые могут быть предельными ори- ентирами для проектирования сечений кри- тических зон элементов сейсмостойких зданий. Если проектные значения коэффициентов пластичности по кривизне (К расчетных се- чений железобетонных элементов, определя- емых по формуле (3.3) будут больше или рав- ны и , то здание будет обладать возможностью высокой диссипации энергии, а следователь- но, максимальной сейсмостойкостью, исклю- чающей прогрессирующее обрушение конст- рукций. Таким образом, при проектировании сейсмостойких зданий с целью обеспечения их безопасности и предотвращения прогресси- рующего обрушения, следует предусматривать выполнение условия Нф- (3.6) Адекватное армирование железобетонных не- сущих конструкций монолитных зданий во мно- гом определяет их устойчивость против прогрес- сирующего обрушения благодаря возможности перераспределения усилий за счет пластическо- го деформирования арматурных стержней. Возможность перераспределения усилий в статически неопределимых конструктивных системах монолитных железобетонных зданий повышает их приспособляемость к различным видам внешних силовых воздействий (живу- честь), которая определяется способностью к пластическому деформированию наиболее нагруженных сечений и узловых соединений элементов при исключении возможности их хрупкого разрушения по бетону. Не менее важ- ную роль играет надежность анкеровки и сты- ковых соединений арматуры. Одной из основных задач проектирования безопасных зданий из железобетона является выполнение для расчетных нормальных сече- ний балочных изгибаемых элементов требова- ния [21]: (3.7) 68
где £ ,^min, £max — значения относительной вы- соты сжатой зоны бетона, соот- ветственно, фактическое при ар- мировании по проекту, а также нижний и верхний расчетные пределы, отвечающие допусти- мым уровням пластических де- формаций растянутой арматуры при статических или аварийных динамических нагрузках. При статическом нагружении t _ _ '^Ьт ‘.. /3 g) min KplRs + Es^,W2Kpl+4m^ _ 0,002 . гЬт ~ m > где 1—® (3.9) 1,1 со = 0,85 - 0,006АЛ > 0,5; (3.10) Кр1 — предельно допустимый коэффициент пластичности исключающий разрыв арматуры ь'' ^52 * S . Р‘ ~ Rs +0,002Es ’ (311) £j2 — предельные относительные деформа- ции арматуры, при статическом нагру- жении по СП 63.13330.2012 е52=0,025. При динамическом характере нагрузки для определения £min d используют те же формулы (3.8-ь3.11), но в которых расчетные значения сопротивления арматуры и бетона принима- ются равными нормативным значениям, ум- ноженным на коэффициенты динамического упрочнения (yyv) для арматуры и (ybv) для бето- на, a £S2~£S2d =0,05 для арматуры класса А400, А500 и 0,025 для В400 и В500 (табл. 3.2). Фактические значения расчетной относи- тельной высоты сжатой зоны бетона в данном случае определяют также с учетом коэффи- циентов динамического упрочнения арматуры и бетона, приведенных в табл. 3.2. В табл. 3.3 приведены расчетные характери- стики арматуры и результаты вычисления зна- чений где минимальные проценты армирования ра- стянутой арматуры вычислены с учетом мак- симально допустимых пластических деформа- ций арматуры и бетона в расчетных сечениях при £min /*0 2а' (а' — расстояние от центра тя- in,d И Minin(min,d) 1 ^min(min,d) in’ Таблица 3.2 Значения коэффициентов динамического упрочнения арматуры и бетона Материал Усилия Коэффици- ент динами- ческого упрочнения Без армату- ры в сжатой зоне С арматурой в растянутой и сжатой зоне, классов А400 А500 (А500С и А500СП) А600 А800, А1000 Арматура Растяжение 1 1,16 1,1 1,05 1,0 Сжатие ^sev 1,1 1,1 1,0* 1,0 Бетон Сжатие ^bsv 1,2 1,1 1,2 1,2 1,2 * . = 550 мПа. sea Таблица 3.3. Расчетные характеристики для арматуры класса прочности 500 МПа Расчетные характеристики Классы арматуры A500 B500 Rsn, МПа 500 500 £s2^s2d 0,025/0,05 0,025 К./К.. pl! pla 5,56/10 5,56 E . /Ц. . , % ^min' “nun’ B30 0,11/0,48 0,11/0,48 B40 0,095/0,55 0,095/0,55 B50 0,084/0,6 0,084/0,6 ^min,d/14nin,d, % B30 0,054/0,24 0,11/0,48 B40 0,045/0,26 0,095/0,55 B50 0,038/0,27 0,084/0,6 <0,35/0,2 <0,35 69
жести сжатой арматуры до верхней грани эле- мента). Приведенные в этой таблице минимальные значения ^п(т!пЛ и могут быть ис- пользованы в качестве ориентиров при расче- те железобетонных элементов конструктивных систем зданий, армированных стержнями классов А500 и В500 при различных видах на- гружения. £тах и £max,d — рекомендуемый для проек- тирования верхний предел относительной вы- соты сжатой зоны бетона; при статических и динамических аварийных нагрузках принима- ется )so,75 что соответствует рекомендациям Еврокода2 (EN 1992-1-1:2004). При расчете конструкций на кратковре- менные динамические нагрузки следует учи- тывать значения коэффициентов динамично- сти Kdv, с помощью которых динамический расчет можно привести к статическому. Для расчетов каркасных зданий на прогрес- сирующее обрушение в МГСУ предложена фор- мула для определения для балочных моно- литных, защемленных на опорах элементов в за- висимости от коэффициента пластичности как по прогибам, так и по кривизне (3,12): тг — & рМ ' " «1,: <3|2> где с — коэффициент, зависящий от этажно- сти здния. Минимальные значения Kdv принимают для зданий высотой до 10 этажей (с =0); для 25-этажного здания с — 0,25, а для 35-этажно- го с = 0,5. Промежуточные значения Kdv можно вы- числять по линейной интерполяции. Макси- мальное значение Kdv = 2 будет при отсутствии пластических перемещений (для полностью упругой системы), а следовательно при мини- мальных пластических деформациях в расчет- ных сечениях (предпосылка хрупкого разру- шения по бетону). Предельное значение коэффициента пла- стичности расчетных сечений К ld, соответ- ствующее их геометрическим размерам и ар- мированию, определяемое из условия дости- жения бетоном сжатой зоны предельной отно- сительной деформации £bmd, можно найти по формуле (3.13), полученной с использовани- ем гипотезы плоских сечений. jz _^bmd ' ^эе/) /а i-ix *pld~ р И Л и \ ’ (3.13) Ksd ’SdV где - относительная высота сжатой зоны бетона при достижении в растяну- той арматуре физического (от) или условного (о0 2) предела текучести. = ~аН + 7(ац)2 + 2ац, (3.14) где Коэффициент пластичности по кривизне К ld также можно найти по формуле (3.15), вы- веденной с использованием гипотезы плоских сечений, формулы (3.3) и ряда эмпирических зависимостей, принимая значения коэффици- ентов полноты эпюры по формуле (3.10) при ® = со d, ^е1= 0,11+0,5£ для £ = < 0,25 [21] и ^bm= Zbmd> котоРые ВЫЧИСЛЯЮТСЯ С уЧвТОМ КО- эффициентов таблицы 3.2: P'd~ U^+0,002£s) ‘ (3.15) На рис. 3.2 приведена графическая зависи- мость от Кр1 и построенная по форму- лам (3.12 и 3.15) при с = 0. Очевидно, что при > 0,25 резко увеличи- вается коэффициент динамичности К^. Это не выгодно из экономических соображений, так как проектирование сечений таких железобе- тонных элементов с учетом динамического ха- Рисунок 3.2 — Зависимость от К ld и 70
рактера силового воздействия приводит к зна- чительному увеличению расхода арматуры и бетона. Таким образом, при проектировании сече- ний железобетонных элементов, рассчитыва- емых на кратковременные динамические на- грузки, целесообразно ориентироваться на значения <0,25, что согласуется с рекомен- дациями Еврокода для конструкций, способ- ность к пластическому деформированию ко- торых может быть признана удовлетворитель- ной без специальной проверки. На рис. 3.3 приведены результаты опытов по определению предельных значений коэф- фициентов пластичности К t [18]. Здесь также приведены результаты расчета по формулам (3.13) и (3.15). Рекомендуемые предпосылки расчета же- лезобетонных конструкций с целью предотв- ращения прогрессирующего обрушения, пре- дусматривают значительное пластическое де- формирование их расчетных сечений. Для этого должна быть обеспечена высо- кая надежность анкеровки арматуры в мес- тах её обрыва или стыкования, особенно на опорных и срединных пролетных участках, то есть в зонах действия максимальных из- гибающих моментов или перерезывающих сил. Наиболее эффективным является способ непрерывного армирования железобетонных статически неопределимых элементов (балок, плит). 3.2.3 Учет влияния распора Рисунок 3.3 — Опытные величины предельных значений К . [18] и расчетные значения Kpld по формулам (3.13; 3.15) для железобетонных балок (Л= 10-5-20 см, 1= 2 м) при различных коэффици- При проектировании целесообразно учиты- вать дополнительные факторы, способствую- щие увеличению несущей способности железо- бетонных элементов здания. Так, известно, что несущая способность железобетонных изгиба- емых элементов, работающих с распором, вос- принимаемым за счет их взаимодействия с ок- ружающими конструкциями, при статических и кратковременных динамических нагрузках может быть значительно выше несущей способ- ности элементов работающих без распора. Уравнение равновесия изгибаемого эле- мента, работающего с распором, можно пред- ставить в виде MQ=Mr + MH, (3.16) ентах армирования ц: 1 — средние из опыта; 2 — расчетные по формуле (3.15) при Я^ЗООМПа и /?м=30МПа; 3 — по формуле (3.13) с £./=350 10~5; 4 — по формуле (3.13) с е. . =300-10-5; 5 — по формуле (3.13) с zbmd =250-10-5 Видно, что с увеличением ц предельное от- ношение опытных прогибов уменьшается от Я^=1(Ы2 при ц = 0,5 % до Кр1- 3 прир = 2,5 %. В результате сопоставления результатов расчета по формуле (3.13) и (3.15) с результа- тами опытов можно рекомендовать для прак- тического использования формулу (3.15), а также формулу (3.13) с zbmd =250-10-5, предпоч- тительно при ^>0,15. При меньших значени- ях формула (3.13) дает завышенные по срав- нению с опытом результаты расчета К ld и, сле- довательно, низкие значения Kdv по формуле (3.12), что недостаточно осторожно для слабо армированных железобетонных элементов. где — эквивалентный статический момент от внешней нагрузки для балочного элемента с распором; Л/т — пролетный предельный момент, обусловленный армированием; Л/н — момент от действия усилия реакций распора, прилагаемого на уровне ра- стянутой арматуры относительно центра тяжести сжатой зоны бетона: М= H(ho-f-O,5^ho); (3.17) f— прогиб в предельной стадии работы изгибаемого элемента, работающего с распором (3.18) где 5 — коэффициент, учитывающий схему загружения; 71
У pl (3.24) ’ 01” ^0 7/^^пост^~ 1^длит)’ (3.25) д= 0,5/ ’ max > (3.20) (3.21) fR — прогиб no (3.18) при fy=^R, ^R — граничная высота сжатой зоны бетона; л _ max ' I где #пост и <7Щ1ИТ — величины нормативных на- грузок; у,— коэффициент надежности по нагрузке; =0,95— коэффициент для длитель- ных нагрузок при их особом сочетании. Расчет балок (3.22) Д2 — податливость (перемещения) примыка- ющих конструкций при действии на них max (3.23) Учет влияния распора на несущую способ- ность изгибаемых элементов при кратковре- менном динамическом нагружении произво- дится также по приведенной методике, но с учетом коэффициентов динамического упроч- нения бетона и арматуры у^ и ybv и коэффици- ента динамичности Kdv, зависящего от и К. (рис. 3.2). Учитывая наличие в опорных сечениях статически неопределимых балок максималь- ных изгибающих моментов, расчет начинает- ся с оценки возможностей сопротивления этих сечений прогрессирующему разрушению с учетом динамики воздействия. 1. Определяем относительную величину сжа- той зоны опорного сечения балки у крайней опо- ры с учетом динамического характера сопротив- ления материалов при нагружении по формуле 3.3 Методика расчета прочности изгибаемых железобетонных элементов монолитных каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения Расчет производится в два этапа. Этап 1. Выполняется расчет здания на ста- тические нагрузки, определяются геометри- ческие параметры сечений несущих элементов (колонн, балок) и их армирование, необходи- мое для выполнения требований первого и второго предельных состояний по СНиП. Этап 2. Производится расчет прочности несущих элементов здания при различных ва- риантах разрушения конструкций, с учетом динамического характера нагружения. Опре- деляются меры по обеспечению несущей спо- собности конструкций в целях предотвраще- ния их прогрессирующего разрушения. Сущность расчета заключается в том, что при каждом варианте возможного разрушения конструкций прочность элементов повреж- денного каркаса должна быть обеспечена, а следовательно, прогрессирующее разрушение исключено, при действии эквивалентной ста- тической нагрузки: 72 t _ ^s^sd As^scd > --------<326> где As, A's b, hQ — площадь растянутой и сжа- той арматуры, ширина и по- лезная высота сечения из статического расчета; Rbd, ^sd’ &scd расчетные значения сопротив- ления бетона и арматуры при динамическом нагружении. „ а При — < Е. й0 2а -—, вместо подставляем "0 2а (3.27) &scd *scd = Д™ Rsd 0 Rscd Rbd^ (3.28) и ascd=0; для M= U\-0Xd)RMbt$ ^min.d — ПО формуле (3.8). 2. По графикам на рис. 3.2 при определен- ном значении находятся коэффициент пла- стичности расчетного сечения балки К ld и ко- эффициент динамичности по нагрузке Kdv. Эти же коэффициенты можно определить по фор- мулам (3.12; 3.15 или 3.13 и 3.14).
3. Выполняется корректировка нагрузки по формуле (3.24). 4. Общее требование расчета заключается в выполнении условия Мн = -fd0,5Л/^ (3.38) где/^ по (3.18) при по (3.19) с Rsd, Rxd и RM. Тогда ^ud ~ (3.29) Значение предельной нагрузки qMt/, кото- рую может выдержать конструкция, вычисля- ется по формуле для неразрезных балок с оди- наковыми пролетами /f. 4ud=^;{Mud +Mud\ (3.30) где — пластический момент в сечении над удаленной колонной балки; Мsf — пластический момент в опорном сечении балки у крайней колон- ны; 1=21 р 5. Определяется значение пластических моментов _ 8 Qud ~~ -2 7. В случае невыполнения условия (3.29) при qud по формуле (3.39) вычисляется тре- буемый момент сопротивления в сечении балки над разрушенной колонной: (3.40) 8. Площадь требуемой растянутой армату- ры (As) над разрушенной колонной определя- ется расчетом по традиционной методике с использованием формул и вспомогательных таблиц. 9. При увеличении сечения балки или из- iAsup),(sp) = Jvlud ^(14),5^) R^hJ+R^ (3.31) менении армирования в опорном сечении у крайней колонны следует заново произвести расчет по пп. 1-*-8. где ^d— по формуле (3.26). 6. Если условие (3.29) не выполняется, то h 1 следует учесть влияние распора Н при7>зо на увеличение несущей способности балки. Для этого определяют для сечения балки над 3.4 Методика комплексного нелинейного расчета железобетонных конструкций безбалочных перекрытий каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения удаленной колонной "тахД=^Л(3-32) max.J ’ (3.33) где и ./ _ maxzZ * _. bhEb ’ (3.34) (3.35) податливость (перемещения) примы- кающих конструкций (колонн, обвя- зочных балок, стен) при действии на них max.а ^Ebmd^d. h&Rd (3.36) ^Rd ~ граничная высота сжатой зоны бе- тона при динамическом нагружении, к. _________^bmd ^d Es______ Rsd + Es(0,002 + £.bmda>dy (337) Оптимальное проектирование зданий из железобетона предусматривает, в первую оче- редь, рациональную минимизацию расхода бетона и арматуры при их возведении. При этом должна быть обеспечена достаточная на- дежность сооружений при действии всех ви- дов нагрузок в стадии строительства и эксплу- атации. Основными факторами, определяю- щими экономичность принимаемых конст- руктивных решений, являются использование эффективных строительных материалов (бето- на, арматуры) и методов конструирования и расчета, наиболее полно отражающих действи- тельное состояние конструкций. Перераспределение усилий в железобетон- ных статически неопределимых конструкциях обуславливается неупругими деформациями бетона и арматуры, образованием трещин в бе- тоне, вызывающих изменение жесткостных ха- рактеристик расчетных сечений при нагруже- нии, а следовательно, физическую и геометри- ческую нелинейность конструктивных систем. Установлено, что учет физической и гео- метрической нелинейности при оценке несу- щей способности и эксплуатационной пригод- fRd ~ 73
ности зданий возможен путем использования итерационных способов расчета, где жесткость сечений на каждой данной итерации выража- ется через усилия и параметры напряженно- деформированного состояния, полученного на предыдущей итерации. В этом случае рас- чет железобетонных несущих конструкций зданий как единых геометрически и физичес- ки нелинейных систем сводится к определе- нию внутренних усилий в системе при после- довательном увеличении нагрузки вплоть до выполнения одного из заданных критериев исчерпания несущей способности конструк- ций, обусловленных СНиП. Помимо выполнения требований по безо- пасности и эксплуатационной пригодности, при статическом действии нагрузок, предус- мотренных общими условиями эксплуатации, к современным зданиям из железобетона предъявляются требования по обеспечению устойчивости против прогрессирующего обру- шения, которое может произойти в результате локальных разрушений конструктивных эле- ментов при возникновении аварийных и иных чрезвычайных ситуаций. Так как разрушение колонны, стены или перекрытия здания может быть мгновенным (взрыв), эксплуатационная статическая на- грузка в расчетах на прогрессирующее обру- шение должна приниматься как динамическая нагрузка, определяемая по методике изложен- ной выше. Как уже указывалось ранее, в практике проектирования железобетонных изгибаемых элементов зданий с учетом защиты от прогрес- сирующего обрушения следует при армирова- нии выполнять условие ^<0,25. Наиболее вы- годным будет армирование изгибаемого эле- мента, рассчитываемого на прогрессирующее обрушение, при £rf<0,l, но в этом случае при проверке значения К и по формуле (3.15) не должны превышать предельно допустимых зна- чений, Кpld < К pid, которые можно опреде- лять по формуле (3.11) и табл. 3.3. Расчет сечений железобетонных элементов при прогрессирующем обрушении с учетом максимально допустимой величины коэффи- циента пластичности Kpld, а следовательно, при минимально возможном коэффициенте дина- мичности по нагрузке Kdv, можно выполнять по формулам (3.41) (3.42). Здесь не учитыва- ется работа сжатой арматуры, так как при d высота сжатой зоны х меньше 2а'. = ° - 0^min.J’ (3-4I) д _ ^bd ттл! s~ n -Rsd (3.42) rae Mud - момент от эквивалентной стати- ческой нагрузки М .= К,Ми при Криг Крм min.J ав И °т(0,2) минимальная относительная вы- сота сжатой зоны бетона, соответ- ствующая максимально допусти- мым пластическим деформациям растянутой арматуры, определяе- мая по формуле (3.8), с её коррек- тировкой на динамический харак- тер нагружения, или по табл. 3.3. n - коэффициент, учитывающий ра- боту арматуры при напряжениях выше физического или условного предела текучести (ц < 2)); нормируемые величины времен- ного сопротивления и физичес- кого или условного предела теку- чести арматурной стали при рас- тяжении по ГОСТ 5781, СТО АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5526-2006. Для арматуры класса прочности А500 (А500С, А500СП)т|=1,1, для В500т|=1,0. Таким образом, устойчивость здания или сооружения должна быть обеспечена при ми- нимально возможных жесткостных характери- стиках сечений конструктивных элементов и их узловых соединений, соответствующих макси- мальнодопустимым деформациям бетона и ар- матуры. Критерии исчерпания несущей спо- собности в этом случае те же, что и для конст- рукций, рассчитываемых при статических на- грузках, предусмотренных обычными услови- ями эксплуатации, и отличаются только значе- ниями принятых критических величин дефор- маций бетона и арматуры, прогибов элементов системы, а также величиной раскрытия шарни- ров пластичности, углов поворота и т.п. Таким образом, методика расчета прочно- сти при оптимальном проектировании желе- зобетонных конструкций при обычном и ава- рийном нагружении может быть одинаковой. Следует лишь выбрать, какой из расчетов бу- дет приоритетным по выполнению, а следова- тельно, по назначению расчетных нагрузок, сопротивлений материалов, предельных со- 74
стояний, геометрических характеристик сече- ний элементов и их армирования. Для расчета зданий на обычные нагрузки и нагрузки, возникающие при чрезвычайных ситуациях, в настоящее время используется пространственная расчетная модель, наиболее полно отражающая действительную работу железобетонных монолитных зданий в про- цессе нагружения. В этом случае расчет зда- ния возможен только с использованием совре- менных программных комплексов. Известно, что увеличение пролета несу- щих железобетонных элементов зданий ведет к увеличению расхода бетона и арматуры. В расчетах на обычные виды статических нагру- зок (при заданной величине пролета конст- рукций) определяющим фактором по расхо- ду арматуры и назначению геометрических характеристик сечений перекрытий является ограничение ширины раскрытия трещин и прогибов. В особенности это проявляется при расче- тах с учетом физической и геометрической не- линейности. В этом случае деформации рас- тянутой арматуры значительно меньше их пре- дельных значений, так как они ограничивают- ся допустимой шириной раскрытия трещин, а деформации бетона могут быть равными пре- дельным только в сечениях, в которых расчет- ная относительная высота сжатой зоны не ниже ее граничного значения (£, > £Л). В разделе 3.1 показано, что в каркасных мо- нолитных железобетонных зданиях с безбалоч- ными перекрытиями при превышении опре- деленных размеров сетки колонн (табл .3.1) для назначения площади армирования определя- ющим является расчет на устойчивость против прогрессирующего обрушения. При максимально возможном армирова- нии сечений, когда £>= £Л=0,49, и превышении указанных размеров сеток колонн становится необходимым либо увеличение высоты пере- крытий, соответственно увеличивающее его массу, либо изменение конструктивной фор- мы перекрытия, т.е. введение надколонных капителей, балок, кессонов и т.п. Следует отметить, что в расчетах 3-х и 10- этажного здания с £оп=0,15 по первой и вто- рой группам предельных состояний определя- ющим для указанных в табл. 3.1 критических размеров сетки колонн являлась предельно допустимая ширина раскрытия трещин. Анализ приведенных в табл .3.1 результатов расчета убедительно подтверждает необходи- мость тесной совместной работы конструкто- ра и архитектора при определении оптималь- ной технически, экономически и функцио- нально взаимоувязанной расчетно-конструк- тивной и объемно-планировочной структуры проектируемого здания. Ниже предлагается методика расчета желе- зобетонных зданий на устойчивость против прогрессирующего обрушения с учетом, в не- обходимых случаях, динамического характера аварийного нагружения (т.е. взрывного, удар- ного, сейсмического и т.п.). В методике используются возможности программного комплекса «Лира» или любого другого равнозначного ему комплекса, реа- лизующего метод конечных элементов и по- зволяющего в пространственной расчетной модели учитывать геометрическую и физичес- кую нелинейность конструкций посредством итерационных расчетов. Методикой предусмотрен расчетный по- иск оптимального армирования и констру- ирования (назначения вида и геометричес- ких характеристик) расчетных сечений же- лезобетонных элементов зданий, обеспечи- вающих максимально допустимые пласти- ческие деформации бетона и арматуры при предельных статических и динамических нагрузках. Основные рекомендации для оптимального проектирования безбалочных перекрытий из монолитного железобетона на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки 1. В расчетах на статические нагрузки следует принимать: для арматуры классов А400, А500, В400 и В500 ел2=0,025, при учете аварийных динамических нагрузок: для ар- матуры А400 и А500, es2J=0,05, В400 и В500 езИ =0,025. 2. В железобетонных конструкциях зданий и сооружений, проектируемых на обычные и аварийные динамические нагрузки, в том чис- ле с учетом защиты от прогрессирующего об- рушения, предпочтительно применение ар- матуры класса А500СП по ТУ 14-1-5526-2006, имеющей улучшенное сцепление с бетоном и га- рантированныезначения fR>0,075 иes2d > 0,05, что в значительной степени повысит трещи- ностойкость, надежность и экономичность конструкций в эксплуатации. 3. При проектировании сечений безбалоч- ных перекрытий (без капителей и с капителя- 75
ми колонн) следует выполнять условие £,miP < < ^тах, а при армировании сталью классов А500 и В500 можно руководствоваться рекоменда- циями табл. 3.3 и пункта 1. 4. Для улучшения объемно-планировочно- го решения здания, повышения надежности безбалочных перекрытий, а также уменьшения расхода арматуры следует увеличивать сечение опорных зон перекрытий, например, путем устройства капителей колонн. 5. С целью снижения расхода арматуры при оптимальном проектировании монолитных перекрытий зданий при статических и аварий- ных нагрузках следует учитывать благоприят- ное влияние усилий распора: - для плит, окаймленных со всех сторон сте- нами, балками или ребрами, количество арма- туры в средних полях плит и над средними опорами допускается уменьшить на 20 % при статических и на 25 % при аварийных дина- мических нагрузках; - в крайних полях указанных плит, работа- ющих в двух направлениях, а также над вто- рыми от края опорами, сечения арматуры ре- комендуется уменьшать соответственно на 20 и 25 % при IJI < 1,5 и на 10 и 15 % при 1,5 < IJI < 2; при 1е/1 > 2 только при аварийных динамичес- ких нагрузках сечение арматуры снижают на 5 % (здесь / — расчетный пролет плиты в направ- лении, перпендикулярном краю перекрытия; 1е — пролет крайнего поля, измеряемый вдоль края перекрытия); - в крайних полях балочных плит и над их вторыми от края опорами арматуру уменьшать не следует; - безбалочное перекрытие рекомендуется рассчитывать с учетом влияния распора, созда- ваемого колоннами. Если между рассматрива- емой панелью и краем перекрытия имеется один ряд колонн, площадь арматуры на опо- рах и в пролете допустимо уменьшать при ста- тических нагрузках на 5 %, а при динамичес- ких на 7,5 %; если два и более рядов колонн — на 10 и 12,5 % соответственно. Для панелей, свободно опертых на стены, и консольных площадь арматуры за счет вли- яния распора не уменьшают. Учитывая отмеченное выше, предлагают- ся очередность и принципиальная блок-схе- ма (см. рис. 3.4) комплексного расчета пере- крытий зданий на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки с уче- том защиты от прогрессирующего обруше- ния. Очередность расчета безбалочного перекрытия каркасного здания из монолитного железобе- тона на статические и аварийные динамичес- кие нагрузки 1. Выбирается конструктивное решение безбалочного перекрытия. При превышении в объемно-планировочной схеме здания крити- ческих размеров сеток колонн, приведенные в табл.3.1, как рациональный вариант может быть принято устройство капителей над ко- лоннами. 2. Создается модель здания для упругого статического расчета с использованием П К без учета локальных разрушений. Назначаются размеры пролетных и надопорных (капитель- ных) сечений конструкций перекрытий, вер- тикальных несущих элементов. Линейные де- формационные характеристики железобетон- ных элементов определяются как для сплош- ного упругого тела. Выполняется упругий ста- тический расчет модели здания. 3. Формируется пространственная нели- нейная модель здания с учетом физической и геометрической нелинейности. Вводятся криволинейные диаграммы деформирования для бетона и арматуры согласно СП 63.13330.2012, рекомендациям [17] и рис. 1.6. Вводятся откорректированные расчетные со- противления материалов путем их увеличения до нормативных значений и умножения на коэффициенты условий работы. Тем самым учитывается малая вероятность аварийных воздействий, рост прочности бетона со време- нем, возможность использования арматуры за пределом текучести, динамическое упрочне- ние материала (табл. 3.2). Снижаются нагруз- ки на перекрытие до величин постоянной и длительной нагрузки с коэффициентами со- четания и надежности, равными единице. 4. Выбираются возможные схемы разруше- ния несущих конструкций согласно [ 17]. Выб- ранные для расчета схемы разрушения долж- ны в полной мере охватывать все возможные варианты разрушения несущих конструкций исследуемого здания. 5. Проводится итерационный расчет про- странственной нелинейной модели здания в расчетном комплексе с назначением армиро- вания в конструкциях перекрытия, обеспечи- вающего выполнение условия ^min d < ^ < 0,2, и принимая жесткостные характеристики вер- тикальных несущих элементов с учетом физи- ческой и геометрической нелинейности. 76
В первом приближении задается армирова- ние, соответствующее Сх>/2- В соответствии с табл.3.3, классе бетона ВЗО при- нимаем j=(0,054+0,2)/2=0,127. По результатам расчета в случае необходи- мости увеличения несущей способности пере- крытий корректируются размеры и форма по- перечных расчетных сечений приопорных зон перекрытия, например, введением капителей колонн с сохранением ^d. При невозможности корректировки разме- ров и формы опорных сечений их несущая спо- собность повышают путем увеличения снача- ла пролетного ( £ j), а затем и опорного (^оп d) армирования. При значениях 0,2< £оп d< ^Rd расчетных опорных сечений корректируют ар- мирование пролетных сечений путем умноже- ния на коэффициент динамичности, опреде- ляемый интерполяцией в диапазоне от 1 до 1,5 (в зависимости от £onrf). 6. После определения минимально воз- можного армирования перекрытий, с точки зрения обеспечения требований по недопуще- нию прогрессирующего обрушения, необхо- димо выполнить поверочный расчет несущих конструкций по I и II группам предельных со- стояний по СП 63.13330.2012 в нелинейной постановке в первоначальном конструктив- ном виде, т.е. без учета локальных разруше- ний здания. В случае необходимости увеличе- ния армирования элемента, исходя из требо- ваний расчета по второй группе предельных состояний, необходимо вернуться к предыду- щему пункту и повторить расчет на прогрес- сирующее обрушение, учитывая изменение £оп d и откорректированный для этого случая коэффициент динамичности Kdv. Принципи- альная блок-схема комплексного расчета пе- рекрытий зданий на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки с учетом защиты от прогрессирующего обрушения при- водятся на рис. 3.4. Данная методика расчета может быть наи- более эффективна как по трудозатратам, так и по результатам оптимального проектирования при больших пролетах каркасных зданий и ис- пользованием конструктивных схем безбалоч- ных перекрытий с надопорными капителями. В этих случаях из-за высокой жесткости пере- крытия определяющим будет расчет на ава- рийные нагрузки с учетом защиты здания от прогрессирующего обрушения. Упругий статический расчет модели здания Расчет по1 и 2 группам предельных состояний для определения типов жесткостей (эон армирования) в компьютерной модели здания Определение ftmn. d у Назначение $ +$»= )/2< 0.2 Определение ho, исходя из принятой ( Введение в расчет криволинейных диаграмм деформирования материалов, создание нелинейной модели с постоянными и длительными нагрузками и повышенными Ru,R, I Выбор схем разрушений Нелинейный расчет выбранных схем разрушений Проверка сечений по 1,2 группам предельных состояний количества Прохождение итерации Корректировка армирования и £ Корректировка армирования и ( Введение коэфф-та динамичности у к статической нагрузке I Конец Уменьшение армирования на опоре на 5-10%, корректировка f Увеличение армирования на 5-10%, корректировка f Рисунок 3.4 — Принципиальная блок-схема комплексного расчета перекрытий зданий (составлена М.М. Козел ковым) 77
ПРИЛОЖЕНИЕ 1 КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К АРМИРОВАНИЮ ОСНОВНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ЗДАНИЙ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Раздел 1 ФУНДАМЕНТЫ Фундаменты зданий из монолитного желе- зобетона бывают четырех типов: отдельные (под каждой колонной, пилоном), ленточные (под рядами колонн в одном или двух направ- лениях, а также под несущими стенами), сплошные плитные или коробчатые (под всем зданием или его частями). 1.1 Отдельные фундаменты Отдельные фундаменты под колонны и пилоны зданий из монолитного железобето- на делаются также преимущественно моно- литными. Плитная часть этих фундаментов может быть пирамидальной либо конусооб- разной формы, а также одно- или многосту- пенчатой; подколонная часть может отсут- ствовать. Размеры фундаментов определяют расчетом. При пирамидальной или конусообразной форме фундамента отдельной колонны высота плиты по краям должна быть не менее 200 мм, уклон верха плиты не более 1:2 (отношение вертикальной проекции к горизонтальной). Главным образом, это касается уклона в на- правлении короткой стороны прямоугольно- го в плане фундамента. Высоту ступеней для ступенчатых фундамен- тов целесообразно принимать от 300 до 500 мм. Армирование подошвы монолитных фун- даментов выполняют сетками из сварной или вязаной стержневой арматуры. Могут приме- няться также типовые унифицированные сварные сетки, укладывемые в два слоя с ра- бочей арматурой во взаимно перпендикуляр- ных направлениях. Толщину защитного слоя бетона для рабо- чей арматуры монолитных фундаментов при- нимают: -при наличии бетонной подготовки и для устраиваемых на скальных грунтах — 40 мм; - при отсустствии бетонной подготовки — 70 мм. Диаметр рабочих стержней арматуры (свар- ной или вязаной) подошвы, укладываемых вдоль стороны длиной до 3 м включительно, должен быть не менее 10 мм, а стержней, укла- дываемых вдоль стороны длиной более 3 м, — не менее 12 мм. При армировании отдельными стержнями их укладывают во взаимно перпендикулярных направлениях, параллельных боковым сторо- нам подошвы. Шаг стержней принимают не менее 100 и не более 200 мм, длина стержней каждого направления должна быть одинако- вой. При применении арматуры периодичес- кого профиля два крайних ряда пересечений стержней по периметру сетки соединяют ду- говой сваркой. Внутренние пересечения дол- жны быть перевязаны через узел в шахматном порядке. Минимальное насыщение работающей на растяжение арматурой подошвы (башмака) ундаментов должно быть не менее 0,15 %. При возможности изготовления и транс- портирования сеток больших размеров реко- мендуется армировать фундаменты цельными сетками без устройства стыков. Можно также применять узкие сетки с продольной рабочей арматурой, укладываемые в двух плоскостях таким образом, чтобы рабочая арматура в вер- хней и нижней сетках проходила в двух взаим- но перпендикулярных направлениях. Сетки в каждой плоскости укладывают рядом друг с другом без нахлестки. При размерах сторон подошвы фундамен- та L = 3,0 м и более рекомендуется половину стержней арматуры обрывать на расстоянии 0,1£ от края подошвы фундамента. При этом длина всех стержней должна быть одинакова, а их укладку следует производить вразбежку со смещением, отступая по противоположным сторонам подошвы фундамента через один стержень. При армировании фундаментов готовыми сетками рекомендуется укладывать их в два слоя, принимая размеры в плане сетки, укла- дываемой поверху, равными 0,8 от соответ- ствующих размеров нижней сетки. При армировании фундаментов сетками с рабочей арматурой одного направления реко- мендуется принимать такой тип сеток, в кото- ром часть стержней не доводится до края, или укладывать сетки одну на другую с взаимной раздвижкой. Подколонники, если это необходимо по расчету, армируют продольной и поперечной арматурой по принципу армирования колонн (табл. 2,1 в части II). 78
В монолитных фундаментах с монолитны- ми колоннами, для удобства установки опалуб- ки, размеры поперечного сечения подколонни- ка принимают увеличенными относительно размеров колонны на 50 мм в каждую сторону. Отметку верха фундамента (подколенника) назначают на 50 мм ниже уровня чистого пола. Для осуществления заделки железобетон- ных монолитных стоек в фундаменты из пос- ледних устраиваются выпуски арматуры. Сечение арматуры выпусков должно быть не менее расчетного сечения арматуры стоек на уровне обреза фундамента. Выпуски арматуры должны быть соединены хомутами (приваренными или привязанными), причем первый хомут ставится вблизи нижних концов арматуры, а второй — на расстоянии 100 мм ниже обреза фундамента (рис. 1.1). Конструктивное решение стыкования ар- матуры фундаментов и колонн внахлестку за- висит от знака усилия в месте соединения (сжатие или растяжение) (рис. 1.2). При большой высоте подколенника может выполняться дополнительный нижний стык продольной арматуры подколенника с выпус- ками арматуры из верхней ступени плитной части фундамента (рис. 1.3). Заделка выпусков арматуры в фундаменте должна быть не менее 1ап по формуле 2.3 части II. Для растянутой арматуры, в отличие от сжа- той, для выполнения условий по 1ап допуска- ется устройство отгибов («лапок») (рис. 1.3а). Расчетная длина анкеровки выпусков армату- ры больших диаметров (> 25 мм) может пре- вышать высоту фундамента. При растягиваю- щем усилии эта длина может быть обеспечена устройством отгибов (лапок). В случае сжатия необходимо увеличивать высоту фундамента, например, за счет введения дополнительных ступеней (для столбчатых фундаментов) или подколенников (для плитных). Благодаря уменьшенной расчетной длине анкеровки ар- матуры класса А500СП, по сравнению с арма- турой А500С, использование арматуры А500СП может снять необходимость увеличения высо- ты фундаментов под колонны. При необходимости стыкования продольной арматуры вязаных каркасов колонн стержни периодического профиля (при их числе у растя- нутой грани сечения больше двух) стыкуют с арматурными выпусками фундамента разбеж- ку в двух уровнях (рис. 1.2а). Сжатые стержни могут стыковаться на одном уровне, если это экономически оправдано и технологически воз- можно (рис. 1.26). Длину перепуска (нахлестки ) стержней определяют по формуле (2.5 часть II). Выпуски из фундамента назначают с таким расчетом, чтобы стержни большей длины и боль- шего диаметра располагались по углам попереч- ного сечения подколенника (колонны, пилона). В пределах стыка следует устанавливать хо- муты с шагом не более 10 наименьших диамет- ров продольной рабочей арматуры колонны. Н<350 350«Н<850 Н>900 Рисунок 1.1 — Ступенчатые железобетонные фундаменты: d и dx — диаметры, соотвтственно, продольных и поперечных стержней; а — виды фундаментов разных размеров; б — анкеровка выпусков растянутой арматуры (с «лапками»); в — анкеровка рабочей арматуры подошвы фундамента; 1 — фундамент; 2 — продольные рабочие стержни; 3 — поперечные монтажные стержни 79
a б Рисунок 1.2 — Варианты решений стыков арматуры внахлестку (фундаментов с колоннами, колонн, пило- нов, стен): а, в — сжато-растянутые стыки; б, г — сжатые стыки; * и ** — для арматуры класса А500СП, соответственно ds < 40 мм и ds < 25 мм Рисунок 1.3 — Армирование фундамента монолитной колонны со стыковкой сжатых стержней вразбежку Рисунок 1.4— Устройство стыков растянутых стержней внахлестку в фундаментах колонн при раздельном бетонировании ступенчатой части фундамента и подколенника: а — при стыковке всех стержней в одном сечении; б — при стыковке 50 % стержней в одном сечении; 1 — сетка подколонника; 2 — подколенник; 3 — стыковая сетка; 4 — ступенчатая часть фундамента; 5 — сетка подошвы фундамента 80
Выпуски стержней из фундаментов для ус- тройства сварных стыков с продольной арма- турой колонн (в случае их выполнения с при- менением ванной полуавтоматической сварки под флюсом) располагают, как правило, на одном уровне. Длина выпусков должня быть не менее 4t7 стыкуемого стержня и не менее 160 мм; расстояние в свету между выпускаемыми стер- жнями — не менее 50 мм. Стыкование стержней можно производить сваркой с применением парных накладок, скоб-накладок и внахлестку, а также посред- ством механических (муфтовых) соединений (см. раздел 2.4.8 ч. II). 1.2 Ленточные (балочные) фундаменты Железобетонные монолитные ленточные фундаменты под отдельные стойки проектиру- ют, в основном, в виде балок таврового сечения с ребром поверх фундаментой плиты. При грун- тах высокой вязкости иногда применяют тавро- вый профиль с ребром, обращенным вниз (при этом несколько уменьшается объем земляных работ и упрощается опалубка) (рис. 1.5). Разме- ры подошвы и ребра монолитного ленточного фундамента назначаются расчетом из условий его достаточной прочности и жесткости. Конструктивно высота балок (h) должна 20 ширина плиты (Zy) составлять где L — шаг колонн. Рисунок 1.5— Ленточные фундаменты под колонны: а, б — в виде лент соответственно отдельных и перекрестных; в — варианты поперечного сечения Нижнюю продольную рабочую арматуру ленточного фундамента рекомендуется уклады- вать в пределах всей его ширины (рис. 1.6; 1.7). При этом сечение арматуры, располагае- мой в пределах ширины ребра, должно состав- лять не менее 70 % от общего количества ар- матуры, требуемой по расчету. Сечение верхней и нижней арматуры сле- дует принимать не менее величин, приведен- ных в табл. 2.1 в ч. II. Указанные в ней процен- ты армирования должны приниматься по от- ношению к поперечному сечению ребра (без учета свесов полки). Для армирования ленточ- ных фундаментов следует преимущественно применять сварные сетки и каркасы. Необходимо, чтобы количество арматуры в верхней и нижней зонах сечения балки было одинаковым, по каждой стороне сечения не менее 2014 мм с хомутами диаметром не ме- нее 08 мм класса А400, А500, В500, распола- гаемыми с шагом не менее 200 мм и не более 400 мм. При конструировании требуемую по рас- чету верхнюю и нижнюю рабочую арматуру следует располагать с учетом следующих до- полнительных условий. Верхнюю рабочую арматуру можно полнос- тью прерывать там, где необходимость в ней по расчету отсутствует, а объем прерываемой рабо- чей нижней арматуры должен составлять лишь не более от J/3 до У2 от общей её площади. Толщина крыльев фундаментой балки дол- жна быть не менее 200мм. В случае, если тол- щина крыла в средней части по расчету пре- вышает 250 мм целесообразно применять крылья с переменной толщиной, причем по краям их тол- щина должна быть не менее 200 мм, а уклон вер- хней плоскости крыла не должен быть менее 1:3. Если высота стенки фундаментной бал- ки (высота балки за вычетом толщины кры- ла) hw >450 мм, необходимо ставить конструк- тивную арматуру по боковым сторонам стен- ки фундаментной балки. Площадь сечения та- кой конструктивной арматуры с каждой сторо- ны должна быть не менее 0,1% площади сечения Рисунок 1.6 — Армирование ленточного фундамента под колонны: 1 — нижние сварные сетки; 2 — сварные каркасы; 3,4 — верхние сетки, соответственно корытообразные и плоские 81
a б Сетки нижнего ряда IIIIIIIIIIIII пптппппг 1111111111111 Рисунок 1.7— Армирование плит ленточных фундаментов сетками: Сетки верхнего ряда а — узкими стандартными сварными; б — нестандартными сварными; в — вязаными; 1,3 — рабочие стержни соответ- ственно полки и ленты; 2 — стыки сварных сеток стенки шаг конструктивной арматуры не более 200 мм. При возможности получения готовых свар- ных сеток, ширина которых равна ширине пли- ты (полки), рекомендуется армировать плиту сварными сетками с рабочей арматурой, распо- ложенной в двух направлениях, используя по- перечную арматуру сетки в качестве рабочей арматуры полок при работе их как консолей, а продольную арматуру сетки — в качестве про- дольной арматуры ленточного фундамента (как добавление к арматуре каркасов ребер). При отсутствии готовых сеток достаточной ширины возможно армировать плиту узкими сетками с рабочей арматурой, расположенной Площадь сечения продольной арматуры ребра определяют расчетом, однако в любом случае следует предусматривать непрерывную по всей длине фундамента верхнюю и нижнюю арматуру, каждую в объеме 0,2-ьО,4 %. Шаг поперечной арматуры в сварных кар- касах не должен превышать 20 диаметров про- дольной арматуры. В вязанных каркасах ребер хомуты предусматривают замкнутыми из ар- матуры диаметром не менее 8 мм (7,5 мм) с шагом не более 15 диаметров продольной ар- матуры и не более 400 мм; число ветвей хому- тов должно быть не менее трех при b < 400 мм, не менее четырех при 400 мм < b < 800 мм и не менее шести при большей ширине ребра. в одном направлении, укладывая их друг на друга в двух плоскостях. Сетки в каждой плос- 1.3 Сплошные плитные фундаменты кости укладываются рядом друг с другом без нахлестки (рис. 1.7). В направлении рабочей арматуры, расположенной вдоль ребра, долж- ны устраиваться стыки рабочей арматуры се- ток с длиной перепуска (нахлестки), опреде- ляемой по формуле 2.5 (часть II). Стыки всех сеток могут устраиваться в од- ном поперечном сечении ленточного фунда- мента, если общая площадь всех рабочих стержней сеток не превышает 50 % от сече- ния продольной арматуры ленточного фун- дамента. Современные монолитные здания имеют разнообразные архитектурно-планировочные схемы, часто с нерегулярным расположением вертикальных несущих элементов и разно- этажными объемными компонентами (секци- ями). Это создает нежелательную неравномер- ность распределения нагрузки на основание и обуславливает предпочтительное применение сплошных плитных фундаментов из монолит- ного железобетона. 82
Плитные фундаменты выполняют в виде плоских, ребристых или коробчатых плит (рис. 1.8). Рисунок 1.8— Плитные фундаменты: а, б, в — плиты соответственно, плоская, ребристая и коробчатая Наиболее эффективными и, следователь- но, широко применяемыми являются плитные плоские фундаменты. Они просты по конст- рукции и технологичны в изготовлении. Мо- нолитные железобетонные плоские плитные фундаменты рекомендуется применять при расстоянии между колоннами до 9 м и нагруз- ках на колонну до 10 000 кН. Толщину плиты конструктивно назначают равной примерно У6 расстояния между колоннами, это значение может быть уточнено расчетом. При толщине плит более 1 м следует пре- дусматривать надежную фиксацию взаиморас- положения верхних и нижних горизонтальных арматурных сеток посредством соединитель- ных элементов в виде вертикальных поддер- живающих стержней или каркасов. Обеспечение устойчивости соединитель- ных элементов достигают, в первом случае, посредством расположения посередине высо- ты плиты дополнительной горизонтальной арматурной сетки, а во втором, конструктив- ной жесткостью самих поддерживающих плос- ких или объемных каркасов. Для повышения сопротивления плиты продавливанию и с целью уменьшения ее тол- щины и материалоемкости в местах опирания колонн (особенно, тяжело нагруженных) пре- дусматривают уширения (банкетки) по типу перевернутых капителей колонн безбалочных перекрытий (рис. 1.9; 1.10). Рисунок 1.9— Фрагмент плана сплошного фунда- мента фиксации арматуры а — армирование вязаной арматурой; б — армирование сварными сетками. Рисунок 1.10 — Армирование сплошных плоских фундаментов 83
В фундаментах гаражных стоянок такие банкетки используются как колесоотбойники, предохраняющие колонны от ударов движу- щимися автомобилями. Выступающая длина плитного фундамен- та от внешней поверхности колонны должна быть не более 2000 мм. Сплошные плитные фундаменты рекомен- дуется армировать унифицированными свар- ными сетками и каркасами (рис. 1.106). Арми- рование вязаными сетками и каркасами из от- дельных стержней трудоемко, и может счи- таться целесообразным, когда отсутствует воз- можность поставки унифицированных арма- турных изделий, а также в случае необходимо- сти укладки стержней больших диаметров (рис. 1.10а). Более рациональным является ар- мирование фундаментов тяжелыми сетками и каркасами из стержней диаметром до 16 мм, изготовленными в металлосервисных центрах или на заводах ЖБИ. На площадке смежные сетки могут быть соединены внахлестку или стыковой сваркой стержней, а также без свар- ки и нахлестки с помощью обжимных или резьбовых соединительных элементов (муфт). Сварные унифицированные сетки рекомен- дуется применять с рабочей арматурой одного направления и укладывать их друг над другом не более, чем в четырех плоскостях. Сетки в каждой плоскости должны укладываться без нахлестки в нерабочем направлении таким об- разом, чтобы в соседних плоскостях рабочая арматура сеток проходила в перпендикулярном направлении.Общая площадь рабочей армату- ры сеток, стыкуемых в одном сечении, не дол- жна превышать 50 % от общей площади рабо- чей арматуры сеток данного направления. Сетки, расположеннные по верху фунда- мента, должны укладываться на подставки в виде сварных (вязанных) каркасов, устанавли- ваемых вертикально или под углом друг к дру- гу (рис. 1.10). Используются также поддержи- вающие элементы из отдельных стержней и вертикально устанавливаемых металлических профилей (уголков, швеллеров и т.п.). Расстояние между такими элементами, их конструкция и необходимость раскреповки определяют из условия обеспечения достаточ- ной жесткости верхней арматуры фундамента для восприятия её собственного веса, веса ра- бочих (арматурщиков и бетонщиков) и массы укладываемого бетона. В том случае, если прочность плит на про- давливание недостаточна, следует предусмат- ривать специальную поперечную арматуру, расположенную в пределах граней пирамиды продавливания (рис. 1.10). Под стены, колонны и пилоны здания сле- дует предусматривать наличие выпусков арма- туры из фундаментов, количество и площадь сечения которых определяется расчетом. Ан- керовку выпусков сплошных плитных фунда- ментов в вертикальных несущих элементах здания обеспечивают точно также, как для от- дельных фундаментов. Примеры различных конструктивных ре- шений и армирования сплошных плитных фундаментов представлены на рис. 1.11 — 1.13. Рисунок 1.11 — Конструктивные решения и армирование сплошных плитных фундаментов в зонах основания колонн: 1 — колонна; 2 — пол подвала; 3 — основание колон- ны; 4 — плита фундамента; 5 — подстилающий слой 1-1 Рисунок 1.12 — Конструирование опирания крайней колонны на плитный фундамент: 1 — расчетные сечения плиты фундамента 1 — колонна; 2 — основание колонны; 3,4 — зоны усиления верха и низа плиты фундамента. Рисунок 1.13 — Схема зон армирования плитного фундамента 84
1.4 Ребристые плитные фундаменты Ребристые плитные фундаменты рекоменду- ется применять при нагрузке на колонну свыше 10 000 кН и шагом колонн более 9 м. Такие кон- структивные решения фундаментов могут быть целесообразными при необходимости обеспече- ния большой жесткости фундамента. Толщину плиты в ребристых плитных фундаментах при- нимают равной от 710 до 78 пролета. Ребра устраивают только по осям рядов колонн. Толщину и высоту ребра назначают расчетом и из тех же условий, как и в ленточ- ных фундаментах под ряды колонн. Рисунок 1.14 — Конструктивные решения и армирование узлов сопряжения ребер плитного фундамента с колоннами: а...е — примеры компоновки узлов сопряжения Рисунок 1.15 — Сопряжение ребра плитного фундамента со стеной диафрагмой: 1 — стена-диафрагма; 2 — ребро плиты фунда- мента; 3 — плита фундамента Ребра сплошных ребристых фундаментов армируют сварными либо вязанными сетками, объединенными в каркасы с соблюдением пра- вил армирования ребер ленточных фундамен- тов под ряды колонн. Плиты армируют сварными или вязанны- ми сетками, расположенными по верху и низу плиты. Количество рабочей арматуры опреде- ляется расчетом. В сооружениях высотой более 12 этажей, толщина плиты ребристого фундамента дол- жна быть не менее 400 мм, причем отношение толщины плиты к её минимальному пролету должно быть не менее 1/14. При ширине ребра фундамента в месте опи- рания колонны менее габаритов её поперечни- ка, следует принимать конструтивное решение опорного узла по рис. 1.14 (а). На рис. 1.14 (б, в, г, д, е) приведены другие варианты решения уз- лов сопряжения ребер плитного фундамента с колоннами. При сопряжении ребер фундамен- та со стенами-диафрагмами расстояние от бо- ковой грани ребра до поверхности диафрагмы должно быть не менее 50 мм (рис. 1.15). 1.5 Полые коробчатые фундаменты Полые коробчатые фундаменты обладают наибольшей жесткостью, но требуют повы- шенного расхода материалов и сложны в вы- полнении. В связи с этим такие фундаменты рекомендуются только в особых случаях и при надлежащем технико-экономическом обосно- вании. Применение полых коробчатых фунда- ментов технически и экономически может быть оправдано, например, при расположении их внутри гаражей-автостоянок и других экс- плуатируемых помещений (например, банков- ских хранилищ), а также при высоком уровне грунтовых вод с целью обеспечения надежной гидороизоляции подземных частей здания. При проектировании коробчатого фунда- мента первоначально определяют его размеры в плане в соответствии с компоновкой верхних конструкций, распределением передаваемых на фундамент нагрузок и иными требованиями проектного задания. Высота коробчатого фун- дамента должна удовлетворять требованиям конструктивной прочности, жесткости, а так- же требованиям, относящимся к условиям эк- сплуатации. Как правило, высота коробчатого фундамента должна быть не менее У20 его дли- ны и не менее 3 м (в длину фундамента не вклю- чается консольная часть подошвы). 85
Необходимо размещать наружные стены коробчатого фундамента по периметру соору- жения, а внутренние стены компоновать в со- ответствии с сеткой колонн и стен-диафрагм верхней конструкции в продольном и попереч- ном направлениях. Отношение длины к ширине коробчатого фундамента в плане должно быть не больше 4. Общая площадь горизонтальных сечений стен фундамента не должна быть меньше !/10 пло- щади всего коробчатого фундамента, а площадь горизонтального сечения продольных стен не менее 718 общей площади фундамента. При расчете площади горизонтального сечения стен не следует вычитать площади проемов, а в пло- щадь фундамента не включается площадь выс- тупающей части подошвы вне его стен. Коробчатый фундамент должен служить опорой для всего конструктивного блока высот- ного здания; недопустимо частичное примене- ние каких-либо альтернативных решений фун- дамента в пределах плошади одного конструк- тивного блока здания. Глубина заложения короб- чатого фундамента одного конструктивного бло- ка по всей площади должна быть одинаковой. Верхняя (потолочная) плита коробчатого фундамента должна обладать необходимой прочностью для передачи вертикальных и го- ризонтальных сдвиговых усилий от верхней конструкции на стены коробчатого фундамен- та. В любом случае толщина верхней плиты должна быть не менее 200 мм. Размеры подошвы, толщины подошвы и стен коробчатого фундамента должны отве- чать требованиями по прочности, жесткости и гидроизоляционным характеристикам. Во всех случаях толщина башмака должна быть не менее 300 мм, толщина наружной стены — не менее 250 мм, а толщина внутренней стены — не менее 200 мм. При армировании полых коробчатых фун- даментов должны соблюдаться изложенные выше общие конструктивные требования для сплошных плитных фундаментов. Стыки колонн здания со стенами коробча- того фундамента конструируют аналогично стыкам колонн с ребрами ребристого фунда- мента (рис. 1.14). Длина заананкеривания всех стержней продольной арматуры колонн верхней кон- струкции в стенах коробчатого фундамента должна доходить до низа подошвы коробча- того фундамента для следующих типов ко- лонн: 86 - колонн, стоящих на пересечении наруж- ной стены здания и стены-диафрагмы; - внутренних колонн, сопряженных со сте- ной с одной стороны или с двух сторон. Для остальных сопряжений внутренних колонн с коробчатым фундаментом, до ниж- ней грани подошвы фундамента надо продле- вать только продольную арматуру, располо- женную только по углам сечения колонны, остальную продольную арматуру заводят на глубину не менее 40 диаметров анкеруемых стержней, считая от потолочной поверхности плиты фундамента. В случае существования в коробчатом фун- даменте многоэтажного подвала для таких же колонн, кроме продольной арматуры по четы- рем углам, всю остальную продольную арма- туру можно довести до низа плиты перекры- тия второго этажа. С целью обеспечения гидроизоляции в конструкциях коробчатого фундамента необ- ходимо применять бетон высокой плотности. 1.6 Свайные фундаменты Свайные фундаменты состоят из железо- бетонных свай и железобетонных ростверков. Такие фундаменты устраивают в виде: - лент под стены зданий с расположением свай в один, два и более рядов; - «кустов» под колонны (рис. 1.16); (кратно 300) Рисунок 1.16 — Свайный фундамент под колонну: 1 — колонна; 2 — подколенник; 3 — плитная часть; 4 — сваи
- сплошного «свайного поля», под тяжелые сооружения со сравнительно небольшими га- баритами в плане и распределенными по всей площади нагрузками (рис. 1.17); Рисунок 1.17— Пример расположения свай в виде свайного поля Рисунок 1.18 — Конструкция железобетонной сваи квадратного сечения с поперечным армиро- ванием ствола: а — общий вид; б — конструкция острия сваи с напря- гаемой арматурой; в, г и д — примеры армирования сваи арматурой соответственно стержневой, напрягае- мой прядевой и напрягаемой проволочной - одиночных свай и свай-колонн, у кото- рых выступающая над поверхностью грунта часть выполняет роль колонны. Классификация свай 1 Классификация по характеру восприятия нагрузки. Висячие сваи. Висячая свая в состоянии предельной заг- руженности несет приложенную к верхней ча- сти сваи (завершению сваи) нагрузку за счет силы трения боковой поверхности сваи о грунт. Сваи-стойки В свае-стойке в предельном состоянии пе- редаваемую на завершение сваи нагрузку несет сопротивление головки сваи (нижнего конца сваи, заглубленного в плотный слой грунта). 2 Классификация по силовым функциям. Сваи подразделяют на вертикальные, ра- ботающие на сжатие; вертикальные, работа- ющие на вырыв (выдергивание); работающие, в основном, на поперечную нагрузку; комби- нированные, работающие на вертикальную и поперечную нагрузки (обе нагрузки боль- шие). 3 Классификация свай по материалу Железобетонные забивные и буронабив- ные, металлические и из комбинированных материалов. В свайных фундаментах зданий из моно- литного железобетона применяют чаще всего сваи забивные (заводского изготовления) (рис. 1.18; 1.19) или набивные (построечного изго- товления) (рис. 1.20). Рисунок 1.19 — Конструкция железо-бетонных полых круглых свай и свай-оболочек: а,б — цельные сваи и сваи-оболочки соответственно без наконечника и с наколнечником; в — болтовые элементы стыков секций; г — сварные элементы стыков секций 87
Рисунок 1.20 — Армирование буронабивных свай: а, б, в — сваи, армированные соответственно на всю глубину; укороченными каркасами; каркасами с частично оборванными стержнями 4 Классификация по группам диаметров: с!<250мм; 25(Х(1<800мм; с!>800мм. Забивные сваи изготавливают прямоуголь- ного, круглого и кольцевого сечения с напря- гаемой и ненапрягаемой арматурой. Сваи квадратного сечения могут иметь длину от 3 до 20 м и габариты поперечного се- чения от 200 до 400 мм. Круглые полые сваи могут быть цельными длиной 4*12 м и составными при длине сек- ций 6*12 м. Диаметр круглых свай: 400, 500, 600 и 800; свай-оболочек 1000, 1200,1600 мм. Забивные сваи изготавливают прямоуголь- ного, круглого и кольцевого сечения с на- прягаемой и ненапрягаемой арматурой (рис. 1.18,1,19). При армировании забивных свай ненап- рягаемой арматурой целесообрано использо- вать в качестве рабочей арматуру класса А500С и А500СП, имеющих предельные де- формации при сжатии, близкие по величи- не предельным деформациям бетона при сжатии. е =aV£ =500/2х 10"5=250х 10~5. ЗСл 13 В этом случае не происходит, как при ар- мировании классом А400, выпучивания арма- туры при достижении ею текучести во время забивки раньше достижения предельных де- формаций в бетоне, что предотвращает разви- тие внутренних растягивающих усилий и преждевременного разрушения бетона голов- ной части сваи. Набивные сваи чаще всего устраивают в виде железобетонных буронабивных свай с уширенной пятой (рис. 1.20) или без нее (1.22, 1,23). Они представляют собой элементы из монолитного железобетона, бетонируемые в предварительно пробуренных скважинах, име- ют длину 10*40 м и диаметр ствола обычно не менее 400 мм. Сваю армируют в зависимости от действу- ющих на нее нагрузок. При действии только вертикальных сжимающих усилий, когда не требуется рабочего армирования, сваю следу- ет конструктивно армировать только в верхней части постановкой 4*12 стержней 014*20 мм длиной 1400*2000 мм. Арматурные выпуски из свай для связи с ростверком должны иметь длину 250*400 мм (рис. 1.21). Рисунок 1.21 — Примеры конструктивного решения сопряжения железобетонной сваи с монолитным ростверком: а — шарнирное опирание; б — жесткая заделка; 1 — ростверк; 2 — бетонная подготовка; 3 — свая; 4 — арматурные выпуски 88
Рисунок 1.22 — Армирование буронабивной сваи 0450 Каркас пространственный КП-1 ГОСТ 14098-91 Спецификация к каркасам Марка Поз. U**lu4HyunuUA Кол-во Масса ед., кг Примем. КП-1 ffirann 105.3 Арматура ЛОТУ 14-1-5526-2006 1 014А5ООСП L=11700 6 14.2 Арматура по ГОСТ 5781-82* 3 08А4ОО 1=27300 10.8 Труба по ГОСТ 8732-78 2 0168x5 L»SO 8 1.2 КП-2 Детали 52.6 Арматура по ТУ 14-1-5526-2006 014А5ООСП L«5850 6 7.1 Арматура по ГОСТ 5781-82* зП 08A4OO L-13600 5.4 Труба по ГОСТ 8732-78 2J 0168x5 L=S0 4 1.2 Спецификация к буронабивным сваям Марка । юпнспиоагт пц Кол-во Масса ед, кг Свая БНС 450 Каркас пространственный КП-1 1 105.3 Каркас пространственный КП-2 1 52.6 Мап£и£ц Бетон В25 W8 F100, ПЗ 1. Допускается применение ручной дуговой сварки прихватками по ГОСТ 14098-91 швом КЗ-Рр при условии контроля шва. Не допускается пережога арматуры и применения электродов не более 4мм при пониженном токе. Рисунок 1.23 — Армирование буронабивной сваи с пространственным каркасом 89
При действии на сваю горизонтальных на- грузок и моментов её армируют по всей длине ствола либо на её части, определяемой расче- том, с учетом необходимой длины анкеровки стержней рабочей арматуры. В этом случае продольной арматуры дол- жно быть не менее, чем 8010 мм. Хомуты на- бивных свай изготовляют из арматуры диамет- ром 6 — 8 мм, шаг хомутов от 200 до 300 мм. Наиболее рационально применение спираль- ного поперечного армирования (рис. 1.18а). Толщина защитного слоя продольной армату- ры обычно должна быть не менее 35 мм. Армирование формируется в виде жестко- го каркаса, усиленного приваркой поперечной арматуры 01016 мм или хомутов из полосовой стали толщиной 05-^6 мм и шириной 50^-60 мм с шагом 3-^4 м по длине каркаса. Ростверки свайных фундаментов чаще все- го выполняют в монолитном железобетоне. Плиты ростверка рекомендуется армировать в каждом направлении отдельными сварными сетками при расстоянии между рабочими стер- жнями 200 мм. Сварка должна быть во всех точках пересечения стержней. Можно приме- нять также и вязанные сетки при условии обя- зательной сварки всех точек пересечения в двух крайних рядах по периметру сеток. Для обес- печения анкеровки рабочей арматуры по кон- цам сеток на расстоянии 25 мм от конца про- дольных стержней приваривают поперечные стержни половинного (по сравнению с про- дольными) диаметра. Длина анкеровки продольной арматуры свай в ростверке должна быть не менее 35 диа- метров стержней. При заделке верхних концов свай в плиту ростверка на глубину 50 мм арматурные сетки укладывают сверху на голову свай. При боль- шей глубине заделки свай в ростверк попада- ющие на сваи стержни сетки вырезают для обеспечения защитного слоя сетки в пределах 50 мм. Компенсацию вырезанных стержней производят укладкой по бокам сваи дополни- тельных стержней, привязываемых к основной сетке. Сопряжение сваи с ростверком выполня- ют в виде условно-шарнирного опирания или жесткого защемления (рис. 1.21). При шарнирном опирании голову сваи за- делывают в ростверк на глубину 50-S-100 мм. Жесткое сопряжение свай с ростверком осу- ществляют заделкой головы сваи на глубину, соответствующую длине анкеровка арматуры, 90 либо заделкой в ростверк выпусков арматуры на длину анкеровки. В последнем случае в голове предваритель- но напряженных свай должен быть предусмот- рен ненапрягаемый каркас, выполняющий роль анкерной арматуры. Длина анкеровки определяется по формуле (2.3 часть II). Глу- бина заделки головы сваи в ростверке не дол- жна быть меньше диаметра сваи (или большей стороны ее поперечного сечения). Раздел 2. СТОЙКИ 2.1 Общие требования к армированию Рекомендуется принимать оптимальные конструктивные параметры монолитных сто- ек (колонн, пилонов), устанавливаемые на ос- нове технико-экономического анализа. В случае проектирования зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния рекомендуется для увеличения жесткости крайних стоек, с целью обеспечения высоких значений усилий распора и несущей способ- ности конструкций перекрытий, выполнять их в виде пилонов (раздел 3.2.3 ч. III). Оптимально продольную арматуру распо- лагать симметрично в сечении колонн. Мини- мальный размер поперечного сечения квад- ратных и круглых колонн рекомендуется при- нимать не менее 300 мм, для колонн с вытяну- тым поперечным сечением (пилонов) — не ме- нее 200 мм. Класс бетона стоек принимается, как правило, не менее В25 и не более В60. Для высотных зданий класс бетона стоек может быть выше в зависимости от требований рас- чета и конструктивных решений. Конструктивные параметры внутренних колонн рекомендуется принимать одинаковы- ми на одном уровне перекрытий. В сжатых стойках сечение продольной ар- матуры и ее минимальный диаметр должны соответствовать значениям, приведенным в таблице 2.1 (ч.П). Максимальный диаметр ар- матуры в стойках обычно не превышает 40 мм, хотя для особо мощных стоек, при соответ- ствующем обосновании, могут применяться стержни и больших диаметров. В стойках прямоугольного сечения с мень- шей стороной />>250 мм диаметр продольной арматуры рекомендуется принимать не менее 16 мм. По длинным сторонам сечений внецент- ренно сжатых стоек и пилонов, если не пре- дусмотрено специальной арматуры по расче-
ту, ставится конструктивная арматура диамет- ром не менее 16 мм с шагом не более 400 мм. Для рабочего армирования сжатых стоек рекомендуется применять арматурный прокат класса прочности 500МПа, предпочтительно, с эффективным по сцеплению периодическим профилем (класс А500СП), повышающим на- дежность совместной работы бетона и арма- туры, что особенно важно в узлах пересечений с элементами перекрытий (балками плитами). Вследствие близости значений предельных деформаций сжатия бетона и предельных уп- ругих деформаций арматуры класса А500 сни- жается риск выпучивания стержней из-за по- тери устойчивости, которая возможна при до- стижении пластической стадии их деформи- рования ранее достижения предельных дефор- маций в бетоне. При этом по сравнению с арматурой клас- са А400 может быть реализовано существенное сокращеие расхода металла. В монолитных стойках концы продольных рабочих стержней арматуры (диаметром до 40 мм включительно), не привариваемые к анкеру- ющим деталям, должны отстоять от торца эле- мента на расстояние не менее: 15 мм — для стоек длиной до 6 м включи- тельно; 20 мм — для стоек длиной более 6 м. Торцы поперечных стержней сварных кар- касов стоек должны иметь защитный слой не менее 5 мм. Площадь сечения рабочей арматуры стоек определяют расчетом, руководствуясь указа- ниями 2.1 (ч.П). В то же время, ее не рекомен- дуется без соответствующего обоснования на- значать более 5 % площади поперечного сече- ния стойки. Максимально допустимый про- цент армирования стоек в любом сечении (включая места нахлесточных соединений ар- матуры) — 10 %. Минимальный процент содержания про- дольной рабочей арматуры для колонн рамных каркасов 0,6 %. Все стержни продольной рабочей армату- ры рекомендуется назначать одного диаметра. В случае, если представляется целесообразным устанавливать продольную арматуру из стер- жней разного диаметра, допускается примене- ние не более двух разных диаметров, не счи- тая конструктивных стержней. При этом стержни большего диаметра сле- дует располагать по углам поперечного сече- ния стоек. Продольную рабочую арматуру внецент- ренно сжатых колонн рекомендуется распола- гать по граням, перпендикулярным плоскости изгиба колонны. При косом внецентренном сжатии колонн продольную рабочую армату- ру рекомендуется состредотачивать в углах се- чения. Длины продольных стержней арматуры, как правило, следует назначать таким образом, чтобы исключить или по возможности мини- мизировать их стыкование. В случае необхо- димости устройства стыков внахлестку (без сварки) эти соединения следует располагать преимущественно в местах изменения сечения стоек или устраивать на уровне верха перекры- тий с помощью выпусков по аналогии с вы- пусками из фундаментов (см. выше). При высоте этажа менее 3,6 м и при диа- метрах продольной арматуры 28 мм и более стыки рекомендуется располагать через этаж. В ступенчатых стойках продольная арма- тура верхнего участка должна быть заведена в бетон нижнего участка не менее, чем на длину анкеровки. Выпуски стержней из стоек нижнего этажа с большим поперечным сечением в стойки вер- хнего этажа с меньшим поперечным сечением рекомендуется осуществлять в соответствии с рис. 2.1. При этом перевод стержней из одного этажа стойки в другой осуществляется путем их отгиба с уклоном не более 1:6 (изгиб стержней арматуры классов А500 и выше допускается только в холодном состоянии без разогрева). Часть стержней стойки нижнего этажа может быть доведена до верха перекрытия (рис. 2.16) и не заводиться в стойку верхнего этажа, если она там не нужна по расчету. В случае резкой разницы в сечении стоек верхнего и нижнего этажей выпуски следует устраивать с включе- нием специальных дополнительных стержней в количестве, необходимом по расчету для стой- ки верхнего этажа (рис. 2.1 в). Стыкование внахлестку, сваркой и механи- ческими соединениями (гильзами, муфтами) всех стержней сжатой продольной арматуры колонн может быть выполнено в одном уров- не, а растянутой арматуры — вразбежку по вы- соте по аналогии с примерами, изображенны- ми на рис. 1.2. Глубина заделки (длина анкеровки) рабо- чей продольной арматуры в основании стоек нижнего этажа должна быть не менее требуе- мой по формуле (1.3 ч. I), а длина нахлестки в стыках арматурных стержней стоек — по 91
Рисунок 2.1 — Схемы устройства стыков продольных стержней монолитных стоек многоэтажных зданий: а — при одинаковом сечении стоек (колонн) верхнего и нижнего этажей; б, в — при различии (незначительном и резком) в сечениях стоек верхнего и нижнего этажей 92
формуле (1.5 ч. I). Расстояние между осями стержней продольной арматуры стоек должна приниматься не более 400 мм. При расстоянии между рабочими стержня- ми более 400 мм, между ними необходимо уста- навливать конструктивные стержни диаметром не менее 12 мм с тем, чтобы расстояния между продольными стержнями не превышали 400 мм. Расстояние в свету между продольными стер- жнями монолитных стоек следует назначать не менее 50 мм и не менее диаметра стержней. Для сдерживания поперечных деформаций бетона и предотвращения бокового выпучива- ния продольной арматуры в железобетонных монолитных стойках устанавливается попереч- ное армирование в виде хомутов, сварных се- ток и спиралей. Хомуты, охватывающие про- дольные стержни стоек, на концах должны иметь крюки. При использовании для рабоче- го продольного армирования стержней класса А500С и А500СП из стали марок СтЗ, СтЗГ (сп, пс), 18Г2С и 25Г2С с содержанием углерода не выше 0,24 % допускается приварка (прихватка) хомутов диаметром 10 мм и более к продоль- ным стержням. В этом случае устройство крю- ков на концах хомутов не требуется. Д ля устрой- ства хомутов стоек, сеток и спиралей рекомен- дуется использовать гладкую арматуру класса А240 (А-1), а также арматуру периодического профиля классов А400, А500 и В500 расширен- ного сортамента (см. раздел 1.2 ч.1). Прихватка сваркой хомутов из арматуры классов А400 из стали марки 35 ГС не допускается. Поперечная арматура должна устанавли- ваться у всех поверхностей стоек, вблизи ко- торых ставится продольная арматура. Конструкция хомутов в стойках должна быть такой, чтобы продольные стержни (по крайней мере, через один) располагались в местах перегиба хомутов. При ширине сече- ния стойки b < 400 мм и числе стержней с каж- дой стороны не более четырех допускается охват стержней одним хомутом. В колоннах с высотой сечения Л>450 мм, в зависимости от числа стержней боковой арматуры, ставят до- пол нительные хомуты согласно рис. 2.2 и 2.3. При использовании арматуры классов А500С и А500СП и, при соответствующем обосновании, класса А600С формирование пространственных каркасов из плоских в по- строечных условиях может производиться электродуговой сваркой поперечных стерж- ней (рис. 2.3). Диаметр и продольных, и поперечных стер- жней в этом случае должен быть не менее 10 мм. Число продольных стержней в плоских карка- сах рекомендуется принимать не более четы- рех. Диаметры стержней вязаной поперечной арматуры в зависимости от диаметров про- дольных стержней следует принимать не ме- нее приведенных в таблице 2.1. Расстояния между поперечной арматурой у каждой грани стойки должны назначаться в соответствии с таблицей 2.1 (в части II). В местах стыкования продольной рабо- чей арматуры внахлестку без сварки обяза- тельно должны быть установлены хомуты. Рекомендуемые расстояния между стержня- ми поперечной арматуры стоек приведены в таблице 2.2. На длине соединения внахлестку про- дольной растянутой арматуры в колонне расстояние между хомутами не должно пре- вышать 5-кратного наименьшего диаметра продольной арматуры в зоне нахлестки, и быть более 100 мм, а для сжатой продоль- ной арматуры — соответственно, 10-крат- ного наименьшего диаметра продольной арматуры и 200 мм. 300<h<500 600<h<800 1200 <h< 1500 600<h<1000 Рисунок2,2 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней вязаными каркасами 93
5 Рисунок 2.3 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней сварными сетками: 1 — сетка; 2 — сетка или соединительный стержень; 3 — соединительный стержень (шпилька); 4 — хомут; 5 — попе- речная арматура в виде сварной сетки; 6 — отдельные стержни продольной арматуры При этом диаметр хомутов необходимо принимать не менее 0,25 большего диамет- ра продольной арматуры в зоне нахлестки. При диаметре сжатой арматуры более 25 мм, необходимо дополнительно устанавливать хомуты на расстоянии не менее 100 мм с обеих сторон от концов нахлесточного сты- ка. Таблица 2.1 Наименьший допускаемый диаметр стержней поперечной арматуры при диаметре продольных стержней, мм 12 16 18 20 22 25 28 32 36 40 6/5* 6/5 6/5 6/5 6/5,5 8/7,0 8/7,0 8/7,0 10/9 10/9 * — В знаменателе приводятся промежуточные диаметры поперечной арматуры класса В500 (по согласованию с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева). Таблица 2.2 Условия работы поперечной арматуры Рекомендуемые расстояния, мм, между стержнями поперечной арматуры стоек при диаметре продольных сжатых стержней, мм 12 16 18 20 22 25 28 32 36 40 Сварной и вязаный каркас с продольной арматурой классов А400 и А500 при р,<3 % 150 250 250 300 350 350 400 400 400 400 Сварной и вязаный каркас при р>3% 100 150 150 200 200 250 250 300 300 300 Сварной и вязаный каркас на участке стыка продольной арматуры внахлестку без сварки 100 150 150 200 200 200 200 200 200 Примечания: 1) При вычислении процента армирования ц учитывается общее насыщение сечения колонны продольной арма- турой. 2) Если сечение армировано продольными стержнями разного диаметра, то расстояние между поперечной арма- турой назначается по меньшему из них. 3)При назначении расстояний между стержнями поперечной арматуры разрешается не принимать во внимание продольные стержни, не учитываемые расчетом, если диаметр этих стержней не превышает 12 мм и не более половины толщины защитного слоя бетона. 94
Рисунок 2.4 — Армирование сечений колонн 2.2 Армирование колонн высотных сооружений В высотном сооружении большие осевые уси- лия в колоннах нижнего этажа, требуют увеличе- ния сечения колонны, что может повлечь за со- бой ухудшение условий работы конструкции в целом и создать ряд эксплуатационных проблем, а именно: 1) повышение собственного веса конструкции усиливает сейсмические воздействия; 2) часто образуются короткие или даже сверх- короткие колонны, что создает опасность их хруп- кого разрушения; 3) колонны занимают много полезной площа- ди этажей, что ухудшает эксплуатационные фун- кции здания; 4) насыщенное продольное и поперечное ар- мирование может препятствовать качественной укладке бетона. Следующие конструктивные приемы позво- ляют повысить несущую способность колонн и технологичность их возведения без чрезмерного увеличения сечения. Дисперсное стержневое поперечное армирование Сильно нагруженные сжатые колонны, со- держащие продольные стержни больших диамет- ров (свыше 32 мм) необходимо усиленно арми- ровать поперечными стержнями в виде шпилек и замкнутых хомутов (рис. 2.4). В этом случае мо- гут быть образованы «массированные» зоны по- перечного армирования. Для обеспечения качественного бетонирова- ния колонн необходимо, чтобы площадь таких зон не превышала 2/3 в сечении колонны. Так, например, если расположить поперечную арма- туру, как показано на рис. 2.4а, даже при шаге поперечных стержней 200 мм оказывается прак- тически невозможным пропустить сквозь неё вы- пускной рукав бетононасоса, через который в опалубку подается бетонная смесь. Адекватная подача и уплотнение бетона в этом случае про- блематичны. Вариант расположения арматуры, показанный на рис. 2.46, не только значительно более благоприятен для процесса бетонирования, но и обеспечивает необходимую обвязку про- дольных стержней в колонне. При проектировании колонн больших сече- ний (более 1,2x2,4 м) следует обеспечивать воз- можность одновременного пропуска при бетони- ровании двух подающих бетоную смесь рукавов. Косвенное армирование Косвенное армирование сжатых железобе- тонных элементов в виде спиралей, колец, паке- та поперечных сварных сеток (рис. 2.5) препят- Ь>а det Схема косвенного армирования колонн в виде пакета поперечных сварных сеток Схема армирования колонн поперечной арматурой в виде спирали Рисунок 2.5— Косвенное армирование колонн 95
ствует поперечным деформациям бетона, в ре зультате чего увеличивается несущая способность стоек. Обычно спиральное поперечное армиро- ванне применяют в колоннах круглого сечения. Насыщение колонны спиральными хому- тами может не только увеличить её прочность, но значительно повысить деформативность. Недостатком армирования железобетон- ной колонн спиральными хомутами является сложность выполнения соответствующих ар- матурных работ, однако имеется положитель- ный зарубежный опыт такого армирования колонн, причем не только кругового (или близкого к круговому) сечения, но и квадрат- ного сечения большого размера. На (рис. 2.6) приведен пример мультиспи- рального поперечного армирования мощной колонны квадратного сечения высотного зда- ния сборно-монолитной конструкции, возве- денного в Тайване. Арматурные спирали изготовляли непос- редственно на стройплощадке на мобильной автоматизированной гибочной установке. При конструировании колонн из монолит- ного железобетона с поперечной арматурой в виде спирали, учитываемой в расчете как кос- венное армирование (расчет по ядру сечения), должны соблюдаться следующие условия: - спирали в плане должны быть круглыми; - расстояния между витками спиралей вдоль оси колонны должны быть не менее 40 мм, не более ’/5 диаметра сечения ядра круг- лой колонны или же меньшего размера ядра прямоугольной колонны и не более 100 мм; - спирали должны охватывать всю рабочую продольную арматуру. - диаметр навивки спиралей ds в колоннах с формами сечения, вписывающимися в круг, должен быть не менее 200 мм (рис. 2.5). Сетки косвенного армирования делают сварными из пересекающихся стержней При косвенном армировании сварными сетками должны соблюдаться следующие условия: - площади сечения стержней на единицу длины сетки в одном и другом направлениях не должны различаться более, чем в 1,5 раза; - шаг сеток (расстояние между сетками в осях стержней одного направления) следует прини- мать не менее 60 мм, не более 73 меньшей сто- роны сечения стойки и не более 150 мм (для сто- ек из ячеистого бетона — не более 70 мм); - размеры ячеек сеток назначают не менее 45 мм, не более 1/4 короткой стороны сечения стойки и не более 100 мм. Первую сварную сетку следует располагать на расстоянии 15 — 20 мм от верхней торцевой по- верхности стойки. В случае усиления концевых участков стоек у торца предусматривают не ме- нее четырех сварных сеток и располагают их на длине (считая от торца стойки) 10J (где d—наи- больший диаметр продольной арматуры стойки). Сосредоточение части продольной арматуры в центральной зоне сечения колонны. Примеры конструкции такого армирова- ния показаны на рис. 2.7. Посредством размещения группы продоль- ных стержней в ядровой части сечения колон- ны, замкнутой косвенной арматурой, можно сократить поперечные размеры колонны, уве- личить её гибкость, улучшить сейсмостокость а Рисунок 2.6 — Поперечное армирование с помощью автоматизированного оборудования: а — мультиспиральное; б — непрерывными многосрезными хомутами (1 и 4 — малая и большая спирали; 2 и 3 — рабочая и конструктивная продольная арматура; 5 — непрерывный многосрезный хомут) 96
Рисунок2.7— Схемы размещения продольной арматуры колонны, сосредоточенной в ядровой части сечения: 1 и 4 — отдельное размещение хомутов в ядре; 2 и 3 — дополнительная продольная арматура каркасной конструкции здания. Такая схема армирования, уменьшая размеры сечения ко- лонны, не создает трудностей при бетониро- вании. Целесообразно её применение для ко- лонн в нижних этажах высотных сооружений. Железобетонная колонна с секциональным армированием В этом случае сечение колонны разделяют на отдельно армированные секциональные участки, разделенными перегородками из за- полняющего материала (рис. 2.8). В ряде слу- чаев, например в технических этажах умень- шенной высоты, это позволяет снизить опас- ность хрупкого разрушения, характерную для коротких колонн. Рисунок 2.8— Схемы секционального армирова- ния колонны Пилястры (полуколонны) и встроенные колонны Эффективным конструктивным приемом локального увеличения несущей способности и жесткости стен в местах опирания балок пе- рекрытия является устройство пилястров. При- менение пилястров целесообразно также, ког- да в зонах опирания балок на стены, из-за ог- раниченности поперечного сечения стены, не удовлетворяются конструктивные требования по длине горизонтальной анкеровки концевых участков продольной рабочей арматуры балок. Пилястры могут быть расположены как с внешней, так и с внутренней стороны стены. Пример армирования пилястров приведен на рис. 2.9. 1— пилястр; 2 — балка перекрытия; 3 — стена; 4 — встроенная колонна. Рисунок 2.9 — Способы армирования пилястров- полуколонн Усилнение участка стены в зоне опирания ба- лок перекрытия может быть выполнено с помо- щью встроенных (скрытых) колонн в виде допол- нительного объемного арматурного каркаса. 2.3 Капители (оголовки) колонн Капители колонн служат средством усиле- ния плит безбалочного перекрытия в зонах опирания на колонны. Так называемые рас- пластанные капители, с размером вылета от боковой грани колонны до !/4 шага колонн, ус- траивают с целью уменьшения пролетных мо- ментов для выполнения требований второго предельного состояния (трещиностойкость, деформативность), а также для увеличения несущей способности приопорных зон по на- клонным сечениям и на продавливание. Наиболее рациональным и эффективным является использование капителей колонн в каркасных зданиях, возводимых в сейсмоопас- ных зонах, и зданиях, проектируемых с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния. Данный прием конструирования около- опорных зон безригельных перекрытий позво- 97
06 Фб 08 или 010 1-1 2-2 3-3 Рисунок2,10—Армирование капителей (оголовков) колонн: 1 — расстояние между осями колонн ляет при выполнении требований по несущей способности обеспечить значения относитель- ной высоты сжатой зоны бетона существен- но меньшие граничных значений ^R, исклю- чить хрупкое разрушение по бетону в опорных 3»Т1Й зонах и создать условия для эффективного пе- рераспределения усилий, способствующего, как указывалось выше, повышению безопас- ности здания. Варианты армирования оголов- ков колонн представлены на рис. 2.10. 2.4 Армирование колонн с включением стальных профилен Бетонная колонна со стальными профиля- ми обладает свойствами как железобетонной так и стальной конструкции. Такие колонны имеют высокую прочность и жесткость, они обладает свойствами, необходимыми для вос- приятия сейсмических воздействий, и доста- точно высокую пожаростойкость. В связи с тем, что каркас из стальных про- филей участвует в работе колонны на сжатие, имеется возможность уменьшения размеров её поперечного сечения. По сравнению с желе- зобетонной колонной при равных нагрузках площадь сечения колонны с жесткой (про- фильной) арматурой сокрощается на 30—40 %. Работа колонны улучшается не только при малых, но и при значительных эксцентриси- тетах приложения осевой силы. Применение колонн этого типа эффектив- но при большой высоте сооружения, большом шаге колонн, значительной осевой нагрузке, в несущих каркасах сейсмостойких зданий. В на- стоящее время такие колонны широко приме- няют для колонн нижнего этажа высотных зда- ний. Однако при этом существенно возрастают трудности в выполнении строительных работ, в основном связанные со сложнстью конструкций узлов сопряжения сталебетонной колонны со стальными профилями балок каркаса. Виды сталежелезобетонных колонн Сталежелезобетонные колонны включают стальные элементы, расположенные внутри или снаружи тела колонн. Располагаемые в теле колонны армирую- щие элементы выполняют из прокатных или сварных профилей (двутавров, швеллеров) либо из массивного проката обычно прямоу- гольного сечения — слябов (рис. 2.11 и 2.12). Рисунок 2.11 — Поперечные сечения сталежелезобетонных колонн с внутренним расположением жесткой арматуры в сечении: а — внутреннее армирование стальными листами (слябами); б — внутреннее армирование отдельными прокатными элементами; в — внутреннее армирование прокатными элементами, сваренными в пространственный каркас; 1 — стальной лист; 2 —гибкая арматура; 3— стальной прокатный элемент; 4 — поперечные хомуты гибкой арматуры; 5 — арматурный стержень или пластина; 6 — бетон 98
a Рисунок 2.12 — Поперечные сечения сталежеле- зобетонных колонн с внешним расположением жесткой арматуры в сечениях: а — внешнее армирование стальными листами; б — внешнее армирование прокатными элементами, сваренными в пространственный каркас, в — внешнее армирование стальной трубой; 1 — стальной лист; 2 — арматурный стержень или пластина; 3 — прокатный уголок или швеллер; 4 — гнуто-сварной профиль; 5 — стальная труба; 6 — гибкая арматура; 7 — бетон По конструктивным требованиям, а также с целью повышения несущей способности в поперечном сечении сталежелезобетонных элементов кроме жесткой несущей арматуры может быть установлена и дополнительная гибкая стержневая арматура. Наибольшее распространение получили трубожелезобетонные колонн, в которых в роли опалубки, продольной и поперечной ар- матуры выполняет стальная труба, заполнен- ная бетоном (рис. 2.12в). При этом бетон ядра трубожелезобетонных колонн может как иметь, так и не иметь сцепления с трубчатой оболочкой. В некоторых случаях для решения специ- альных инженерных задач используют встро- енные колонны с заполнением из металличес- ких конструкций (рис. 2.13) Рисунок 2.13 — Армирование встроенных колонн с включением металлической конструкции в виде решетчатой колонны из 4 швеллеров Раздел 3 СТЕНЫ 3.1 Общие требования к армированию железобетонных монолитных стен Стены из монолитного железобетона мо- гут быть несущими и самонесущими. Несущие стены в монолитных зданиях вы- полняют в виде отдельно стоящих стеновых элементов, перекрестной и замкнутой стено- вой системы (ядер жесткости). Наиболее рациональным конструктивным решением для несущих стен здания является их этажная соосность по вертикали с переда- чей суммарной нагрузки на фундамент. При значительных различиях в планировочных ре- шениях этажей возможно смещение несущих стен по горизонтали с передачей нагрузки на несущие вертикальные элементы (колонны, стены) нижних этажей посредством элементов перекрытий (балок, плит). Армирование несущих стен зависит от кон- структивного решения, вида и интенсивности нагрузки, а также от требований по огнестой- кости и огнесохранности. Самонесущие монолитные стены выполня- ют ограждающие функции для внутренних по- мещений. Оправданность их применения мо- жет быть обоснована технологическими причи- нами (например, ограниченными сроками воз- ведения объекта), а также требованиями про- 99
тивопожарной безопасности. Толщину таких стен рекомендуется принимать не менее 180 мм, класс бетона не ниже В20, процент армирова- ния в любом сечении, включая зоны соедине- ния стержней внахлестку, — не более 10 %. Армирование таких стен обычно принима- ют исходя из конструктивных требований (таблица 2.1 ч. II). В армированных стенах горизонтальная ар- матура, выполняющая функцию восприятия температурных и усадочных напряжений, более важна чем вертикальная, и поэтому её следует располагать так, чтобы с внешней стороны сте- ны был обеспечен защитный слой бетона не ме- нее 20 мм. Поперечная арматура, обычно имею- щая форму шпилек (скруток) обеспечивает ус- тойчивость сжатой арматуры и является связу- ющим элементом, объединяющим плоские сет- ки, расположенные у обеих поверхностей стены, в единый пространственный каркас. В ряде случаев роль поперечной арматуры выполняют унифицированные плоские свар- ные каркасы «лесенки». Расстояния между соседними вертикаль- ными стержнями сеток не должно быть бо- лее двухкратной толщины стены и 400 мм (табл. 2.1 ч. II). Если основная арматура расположена вблизи поверхности стены, число элементов поперечной арматуры (шпилек, скруток) дол- жно быть не менее четырех на 1 м2 поверхнос- ти стены. В любой зоне стены, где общая площадь вертикальной арматуры у обеих поверхностей превышает 0,02 Лс, где Ас — площадь сечения стены, нормального относительно стержней сжатой арматуры, необходима установка попе- речных скруток, расстояние между которыми рассчитывается и не должно превышать 4-х кратной толщины стены. Стены рекомендуется армировать, как правило вертикальной и горизонтальной ар- матурой, расположенной симметрично у бо- ковых поверхностей, и поперечными связя- ми, соединяющими вертикальную и горизон- тальную арматуру, расположенную у проти- воположных сторон стены. Максимальные расстояния между вертикальными и горизон- тальными стержнями арматуры, а также меж- ду поперечными связями следует принимать такими, чтобы предотвратить выпучивание вертикальных сжатых стержней и обеспечить равномернее восприятие действующих в сте- не усилий. 100 3.2 Армирование несущих стен При незначительной гибкости стены и центрировании передаваемой на нее нагрузки от перекрытия и вышерасположенных стен часто не требуется установка вертикальной рабочей арматуры для восприятия сжимающих усилий, так как вполне достаточным часто ока- зывается конструктивное армирование. Ранее бытовало мнение, что для восприя- тия высоких нагрузок повысить марку бето- на стены или увеличить её толщину целесо- образнее, чем принять повышенный процент содержания сжатой арматуры. В настоящее время коммерческие соображения, обуслав- ливаемые высокой ценой квадратного метра полезной площади здания, склоняют проек- тировщика к решению проблемы повышения несущей способности стен путем усиления армирования или использования арматуры повышенной прочности (классов А500 или даже А600). При использовании арматуры классов А400 и ниже существует опасность снижения несущей способности сжатых элементов из-за потери устойчивости и бокового выпучивания арматурных стержней при развитии в них на- пряжений физического предела текучести, прежде чем деформации сжатия в бетоне дос- тигают предельных значений. При обычном поперечном армировании проблема частично решалась ограничениями по минимальному диаметру сжатой арматуры ds > 12 мм. К сожа- лению, такое ограничение препятствовало применению в сжатых элементах арматуры ди- аметром менее 12 мм, поставляемой в мотках (бунтовой), раскрой и переработка которой позволяют существенно уменьшить отходы металла. Арматурный прокат классов А500 и А600, в т.ч. выпускаемый в мотках, достигает преде- ла текучести при сжатии при деформациях, превышающих предельные деформации сжа- того бетона, что обосновывает целесообраз- ность установки в стенах арматуры этих клас- сов в диаметрах начиная от 8 мм. Результаты последних исследований про- изводимой в РФ холоднодеформированной арматуры класса В500С, при сжатии также ука- зывают на возможность ее э ективного при- менения в сжатых элементах, в частности в сте- нах, (см. раздел 1.2.4 ч. I). Поперечная арматура не требуется, если для армирования стен применяются сварные сет-
Рисунок 3.1 — Анкеровка с помощью П-образных деталей: а — торцевой участок плиты; б — торцевой участок стены; в — Т-образный стык; г — угловой стык ки с диаметром стержней до 16 мм включитель- но, и толщина защитного слоя не менее 2ds. Если проектное решение диктуется мини- мальным армированием, то у каждой поверх- ности стены должно быть установлено не ме- нее 50 % требуемого количества арматуры. Минимально допустимый диаметр гори- зонтальной арматуры стен — 0,25ds вертикаль- но расположенной арматуры. В сварных сетках соотношение диаметров арматуры должно соответствовать условиям сварки сеток. В сильно напряженных стеновых конст- рукциях (включая балки-стенки) несущая спо- собность опорных (краевых вертикальных и нижних) участков может быть повышена за счет установки спиральных хомутов или кос- венного армирования сварными сетками, рас- полагаемыми в несколько рядов. Вертикальные свободные грани стены реко- мендуется охватывать П-образными хомутами с длиной анкеровки, равной 2h или 1ап Установка хомутов также необходима в местах углового и т-образного сопряжения стен (рис. 3.1 а,б). Узловые сопряжения стен в местах их пересе- чения при невозможности сквозного пропуска горизонтальной арматуры стен через этот стык следует армировать по всей высоте стен пересе- кающимися П-образными хомутами, обеспечи- вающими восприятие концентрированных гори- зонтальных усилий в узловых сопряжениях стен, а также предохраняющими вертикальные сжатые стержни в узловых сопряжениях от выпучивания и обеспечивающими анкеровку концевых участ- ков горизонтальных стержней (рис.3.1 в,г). 3.3 Армирование балок-стенок В зданиях со сложной архитектурно-пла- нировочной структурой появляется необходи- мость включения в конструктивную систему балок стенок [ 14]. Балки-стенки очень часто используют в зданиях, к конструкциям которых предъявля- ются требования по сейсмостойкости, так как они значительно повышают пространствен- ную жесткость системы. Балки-стенки бывают однопролетными и многопролетными, с подвесной нагрузкой и консольными вылетами. В них часто бывает необходимым располагать проемы. Обычно отношение пролета балки-стенки к её высоте бывает меньше или равно 2. Балки-стенки должны, как правило, содер- жать прямоугольные сетки, располагаемые около каждой грани (плоскости). Минималь- ная суммарная площадь армирования прини- мается равным 0,1 %, но не менее 150 мм2/м для каждой плоскости и в каждом направле- нии. Расстояние между двумя соседними стер- жнями сетки не должно превышать двойную толщину балки-стенки или 300 мм. Рабочую арматуру в балках-стенах, как правило, устанавливают в горизонтальном направлении (рис. 3.2). Отогнутые (наклон- ные) стержни используют редко, например, когда необходимо решать задачи усиления надпроемного пространства при его сложной конфигурации (рис. 3.3) или для восприятия локальных нагрузок в зоне пересечения сте- нок (рис. 3.11—3.13). Хомуты применяют лишь из конструктив- ных соображений для охвата основной ниж- ней арматуры, сечение которой одинаково по всей длине (от опоры до опоры). Анкеровку нижней арматуры в опорных зонах определяют, принимая усилие в ней, рав- ное 80 % расчетного, воспринимаемого стер- жнями в пролете. При нехватке места для выполнения тре- бований к длине анкеровки 1ап,концы стерж- 101
ней усиливают крюками, отгибами, U -образ- ными хомутами, приваркой анкерных пластин или уголков. Основная арматура балки-стенки распре- деляется по высоте на участке 0,15 — 0,20Л, где h — общая высота стенки. При этом, если 7/ h <1, высоту распределения основной арматуры принимают равной 0,15 — 0,20 /, где /—длина пролета. Вариант усиления в эоне опирания Рисунок 3.2 — Армирование загруженной поверху однопролетной балки-стенки Вертикальные краевые зоны балки-стенки должны быть усилены горизонтальными хому- тообразными, стержнями, охватывающими краевые вертикальные стержни. Шаг этих стержней, особенно если боко- вые торцы стенки имеют утолщения, должен быть более частым, чем шаг основной про- дольной арматуры в остальной части балки- стенки (рис. 3.2). В многопролетных балках-стенках основ- ная нижняя арматура должна быть сквозной без обрывов и отгибов. Стыковать стержни этой арматуры можно внахлестку, располагая места стыкования над промежуточными опо- рами. Балки-стенки консольные и с подвесной нагрузкой Консольно выступающие участки балки стенки, нагруженные поверху, армируются по высоте в зависимости от отношения l/h. При этом основная арматура распределяется по высоте стенки согласно эпюрам, приведенным на рис. 3.6, с заделкой стержней за опорами согласно общим требованиям по анкеровке. Распределение арматуры за пределами консольной части балки-стенки зависит от расположения сил, удерживающих консоль от опрокидывания (рис. 3.7). Если в зоне размещения арматуры распо- лагаются плиты перекрытия, то в них может быть перенесена часть растянутой арматуры, требуемой в балке-стенке. В балках-стенках с подвесной нагрузкой, кроме основной горизонтальной арматуры, необходимо размещать дополнительную вер- тикальную арматуру в виде хомутов или хому- тов-сеток с шагом стержней 100 — 150 мм. Рисунок 3.3 — Схема армирования балки-стенки с большими проемами 102
a - a Пример по диаметрам б-б Пример по диаметрам Рисунок 3.4 — Армирование многопролетных балок-стенок: b-ljh = 1,0;б -l/h = 2,5 а - а Рисунок 3.5—Армирование подвальных стен, находящихся под действием сосредоточенных нагрузок l/h=l l/h-0,6 l/h<0,5 Рисунок 3.6 — Распределение в опорном сечении растягивающих напряжений и рекомендуемые зоны размещения основной арматуры по высоте консольных балок-стенок 103
р р АВ АВ 1П1ШИР | Только сосредоточенные нагрузки, расположенные: на консоли на консоли и в пролете равномерно распределенная нагрузка в смежном пролёте и сосредоточенная на консоли Условные обозначения: растяжение,---------сжатие. Рисунок3.7— Схематические варианты распределения усилий в консольных балках-стенках Такая арматура при 7/Л>1,2 должна быть заделана у верхнего края, а при Z/Л < 1,2 — в соответствии с траекторией главных растяги- вающих напряжений, примерно, в пределах зоны, очерченной полуокружностью радиусом 0,5/, как показано на рис. 3.8. На рис. 3.9 приведены траектории главных напряжений в зоне сопряжения стенок с пря- мым и непрямым опиранием. В соответствии с траекторией главных напряжений и в зави- симости от величины действующих усилий на рис. 3.10,3.11,3.12 приведены схемы армиро- вания основных ответственных участков ба- лок-стенок и их сопряжений. На рис. 3.13 показан пример армирования опорной консольной балки-стенки с непря- мым опиранием. Узел "Б” перекрытия укладывается на продольную арматуру стенки Рисунок 3.8— Армирование балок-стенок с равномерно распределенной подвесной нагрузкой: а — общее армирование; б — армирование узловых соединений 104
l/2li Стенка II Сжатие Растяжение Рисунок 3.9 — Траектории главных напряжений в зоне сопряжения стенок Стенка I 4),5h (0,5 I) Стенка Хомуты- подвески Вертикальные хомуты Стенка 1 Основная нижняя арматура Горизонтальный хомут Горизонтальный хомут Зона передачи нагрузки. Силы воспринимаемые арматурой в виде вертикальных и горизонтальных хомутов. Основная нижняя арматура 1~.............. Хомуты - подвески Рисунок 3.10 — Армирование зоны сопряжения стенок при умеренных усилиях, возникающих в стыке 105
Стенка! Стенка II Рисунок 3.11 — Армирование опорной стенки II для восприятия локальной нагрузки с помощью наклон- ных стержней (при высоких значениях усилий в стыке) в-в Отогнутые стержни по оси балки-стенки Стенка I Горизонтальный хомут ^0,5h (0,51) Зона передачи нагрузки. Силы воспринимаемые арматурой в виде наклонных хомутов. Основная нижняя арматура Стенка I Стенка I Основная нижняя арматура Рисунок 3.12 — Армирование зоны сопряжения балок-стенок (см. рис. 3.9) при значительных усилиях Стенка П хомут Вертикальный хомут 106
в-в Рисунок 3.13 — Армирование опорной консольной балки-стенки II при высоких уровнях напряжений в зоне примыкания балки стенки I Раздел 4 ПЕРЕКРЫТИЯ 4.1 Общие требования к армированию перекрытий Перекрытия многоэтажных жилых и обще- ственных зданий из монолитного железобето- на выполняются, как правило, в виде плоской плиты постоянной толщины по всей площади перекрытия. При больших пролетах и значи- тельных нагрузках в перекрытиях предусматри- вают балки (ребра), идущие в одном или двух ортогональных направлениях. Во втором слу- чае главные балки опираются на колонны или стены, а второстепенные балки на главные. Для уменьшения моментов в крайних про- летах предусматривают обвязочные балки по контуру перекрытия монолитно объединен- ные с плоской плитой. Главные конструктивные требования к ар- мированию перекрытий приведены в табл. 2.1 (ч. II). Основными конструктивными показате- лями перекрытий являются геометрические размеры их отдельных элементов (плит, балок, ребер), вид и класс прочности бетона и арма- туры, количество арматуры (процент армиро- вания). Оптимальные решения при проектирова- нии достигаются путем технико-экономичес- кого сравнительного анализа, исходя из тре- бований расчета, конструирования и стоимо- стных показателей примененных материалов (бетона, арматуры), трудоемкости строитель- ных работ и т.п. Расчетные показатели включают требова- ния, относящиеся к первому предельному со- стоянию( прочности) и ко второму предельно- му состоянию (трещиностойкости и деформа- тивности). Расходы бетона и арматуры могут опреде- ляться теми или иными требованиями, зави- сящими, в основном, от длины пролетов в пе- рекрытии (шагов колонн и стен). 4.2 Армирование железобетонных балок По числу пролетов и условиям опирания балки монолитных железобетонных перекры- тий могут быть подразделены на однопролет- ные свободно лежащие, однопролетные зе- щемленные на одной или обеих опорах, мно- гопролетные неразрезные, консольные. Балки бывают гибкими l/h > 8 и короткими %>l/h > 2. Помимо перекрытий в зданиях и сооружени- ях монолитные железобетонные балки могут нести как самостоятельные конструктивные функции, так и в составе фундаментов и дру- гих элементов зданий. Форму поперечных сечений монолитных балок обычно принимают прямоугольной или тавровой (с верхним или нижним расположе- нием полки). Возможны и другие конфигура- ции поперечных сечений балок (двутавровая, трапецеидальная, коробчатая и др.), но их при- менение ограничивается технологическими трудностями производства монолитного желе- зобетона. Гибкие балки Минимальную высоту сечения гибких ба- лок в долях от пролета и размеры поперечных сечений рекомендуется назначать по таблицам 4.1 и 4.2. Ширину поперечного сечения балок 107
Таблица 4.1. Минимальная высота сечений гибких балок Тип балки и характер опирания Вид бетона тяжелый лёгкий Ригели и прогоны (1/15)/ (1/12)/ Второстепенные балки (1/20)/ (1/17)/ Балки часторебристые перекрытий: при свободном опи- рании при упруго заделан- ных концах (1/20)/ (1/25)/ (1/17)/ (1/20)/ принимают равной от 1/3 до72 высоты сечения, как правило, 100, 120, 150, 200, 220, 250 мм и далее кратной 50 мм. В тонкостенных конструкциях перекрытий толщина ребра балки может составлять до У5 высоты сечения. Армирование балок из монолитного же- лезобетона выполняют в виде сварных кар- касов, состоящих обычно из продольных и поперечных стержней, и вязаных каркасов, включающих также и отогнутые стержни (рис. 4.1; 4.2; 4.3). Площадь сечения рабочей арматуры определяют расчетом и принима- ют не менее значений, приведенных в табл. 2.1. (ч. П). Диаметр рабочей продольной ар- матуры в балках с доведением до опоры не менее двух стержней должен быть не менее 10 мм. В ребрах часторебристых перекрытий допускается применение рабочей арматуры диаметром 8 мм с доведением до опоры од- ного стержня. В вязаных каркасах при высоте балок400 мм и более рекомендуется использовать в качестве ненапрягаемой рабочей арматуры стержни диаметром не менее 12 мм. Для конструктив- ной продольной арматуры можно применять стержни меньшего диаметра. В балках из легкого бетона с арматурой класса прочности 500МПа и ниже диаметр продольной арматуры не должен превышать для бетона классов: В12,5 и ниже.............16 мм В15...В25...............25 мм ВЗО и выше...............32 мм В балках из ячеистого бетона класса В10 и ниже диаметр продольной арматуры должен быть не более 16 мм. В балках рекомендуется применять не бо- лее двух разных диаметров продольных стер- жней (не считая стержней конструктивной арматуры). Стержни большего диаметра еле- дует располагать в первом (нижнем) ряду, в углах поперечного сечения (в вязаных карка- сах — в местах сгиба хомутов). Стержни ненапрягаемой продольной рабо- чей арматуры должны размещаться равномер- но по ширине сечения балки, как правило, не более чем в три ряда. При этом в третьем (вер- хнем) ряду должно быть не менее двух стерж- ней. Недопустимо размещение стержней выше- расположенного ряда над просветами между стержнями предыдущего (нижерасположенно- го). Расстояние в свету между отдельными стержнями продольной арматуры принимают не менее наибольшего диаметра стержней и не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм — для верхней. Рекомендации по максимальному числу продольных стержней одинакового диаметра для размещения в одном ряду по ширине бал- ки приведены в табл. 4.3. Таблица 4.2. Рекомендуемые размеры прямоугольных поперечных сечений балок Ширина сечения, мм Высота сечения, мм 300 400 500 600 700 800 1000 1200 Далее кратно 300 150 200 —1-* *—1— 300 400 НН "И*" 500 НН Далее кратно 100 — — 108
Таблица 4.3 Максимальное число продольных стержней одного диаметра, размещаемых в одном ряду по ширине балки Ширина сеченения балки, мм Арматура в сечении балки Диаметр стержней, мм 12 14 16 18 20 22 25 28 32 36 40 150 Верхняя 3 3 3 2 2 2 2 2 - •1 150 Нижняя 3 3 3 3 3 2 2 2 — - - 200 Верхняя 4 4 4 4 3 3 3 3 2 200 Нижняя 5 4 4 4 4 3 3 3 2 —— — 300 Верхняя «МММ • 1 1 6 6 5 5 5 4 4 3 3 300 Нижняя 7 6 6 5 5 5 4 3 3 400 Верхняя 7 7 6 6 6 5 4 400 Нижняя - 8 8 7 6 6 5 4 500 Верхняя — 9 9 8 8 7 6 6 500 Нижняя — - 10 10 9 8 7 6 6 Рисунок 4.1 — Схемы армирования сечений балок: а — вязаной арматурой, двухсрезными хомутами; б — вязаной арматурой, четырехсрезными хомутами; в — сварной арматурой; 1 — открытый хомут; 2 — закрытый хомут; 3 — хомут балок, рассчитанных на кручение 109
б a При необходимости загиба - прямой кркж не менее 100мм Ь 6 z бОих f IX f JZ I. Ж As\ к При невозможности перепустить через опору, оборвать на 20d ^0,8 lan ^0,8 lan >10d (В случае учёта сжатой арматуры в расчёте) Рисунок 4.2 — Армирование второстепенных монолитных балок отдельными стержнями: а — крайние опоры; б — средняя опора; tx — по расчету, но не менее */3/; t2 — по расчету, но не менее 1/4Г, lat>\5d (А500С) и 10J (А500СП) ПО
(600 ... 1200)n 200x2 (600 ... 1200)n H Л Л 200x2 . T V/ 200x2 в 15dj 1 - 1 2 Рисунок 4,3 — Армирование второстепенных монолитных балок сварными сетками: а, а' — крайние опоры; б — средние опоры; в — деталь установки стыкового стержня при рабочей арматуре из стерж- ней соответственно гладких (слева) и периодического профиля (справа); 1,5 — пролетная арматура балок соответственно главной и второстепенной; 2 — главная балка; 3 — опорная сетка второстепенной балки; 4 — второстепенная балка; 6 — стыковой стержень диаметром d.; — по расчету, но не менее */3/; t2 — по расчету, но не менее !/4/ 111
При расположении нижней арматуры более, чем в два ряда по высоте сечения рас- стояния между стержнями третьего и после- дующего рядов принимают не менее 50 мм (рис. 4.4). Рисунок 4.4 — Расположение продольной армату- ры в поперечном сечении балки: а — сварной; б — вязаной В стесненных условиях стержни можно размещать попарно без зазоров. Расстояние в свету между стержнями назначают по но- минальному диаметру арматуры dn без уче- та габаритов выступов и ребер периодичес- кого профиля. Нижнюю арматуру, которая доводится до крайних свободных опор ба- лок, следует заводить за грань опоры на дли- ну анкеровки, определенную по формуле (1.3) ч.1. Целесообразно для таких балок предусмат- ривать расположение не менее двух замкнутых хомутов в зонах за опорами из арматуры пери- одического профиля диаметром не менее 8 мм. В этом случае при использовании в качестве продольной арматуры класса А500СП длину запуска растянутых стержней за внутреннюю грань свободной опоры принимать равной l(kZH (рис. 4.2а, 4.3а). Часть стержней пролетной сварной арма- туры сверх тех, которые следует довести до опоры, нужно обрывать в пролете. Стержни пролетной вязаной арматуры, при их числе более двух при двухсрезных хомутах, или бо- лее четырех при четырехсрезных хомутах, мож- но отгибать на опоры. Длину приопорного участка балки, на ко- тором размещают отгибы, места обрывов и отгибов стержней определяют расчетом. При конструировании отгибов необходи- мо выполнять следующие требования: а) расстояние от грани опоры (колонны, прогона) до начала отгиба должно быть не бо- лее 50 мм; б) начало отгиба в растянутой зоне должно отстоять от нормального к оси элемента сече- ния, в котором отгибаемый стержень полнос- тью используется по моменту, не менее чем на Aq/2, а конец отгиба должен быть расположен не ближе того сечения, в котором отгиб не тре- буется по эпюре моментов (рис. 4.5). Рисунок 4.5 — Положение отгибов, определяемое эпюрой изгибающих моментов в балке Не допускается применение так называе- мых «плавающих» стержней, т.е. коротких стержней с одним наклонным участком и не связанных с общей арматурой. При необходи- мости допускается применение дополнитель- ной арматуры на промежуточной опоре в виде коротких стержней с двумя наклонными и дву- мя горизонтальными участками снизу для обеспечения анкеровки. в) радиус дуги, по которой отгибается на- клонный участок стержня, должен быть не менее 10dH. Угол наклона отгиба к продольной оси балки принимают обычно равным 45°. В балках высотой более 800 мм и в балках-стен- ках угол наклона отгибов может быть увели- чен до 60°, а в низких балках и при сосредото- ченных нагрузках — уменьшен до 30°. г) в балках шириной 200 мм и менее в каж- дой плоскости можно отгибать по одному стержню. В балках шириной 300-*-400 мм в пер- вой от опоры плоскости следует отгибать не
менее двух стержней, а в последующих плос- костях можно отгибать и по одному. В балках шириной более 400 мм в каждой плоскости должно быть отогнуто не менее двух стержней. д) отгибы стержней желательно распола- гать симметрично относительно вертикальной оси сечения балки; если же отгибается один стержень, размещать его следует как можно ближе к указанной оси. Отгибать стержни, расположенные непосред- ственно вблизи боковых граней балок, не рекомен- дуется. Стержни с отгибами располагают на рас- стоянии не менее 2 dn от боковых граней балки. гаться не ближе к опоре, чем точка пересече- ния эпюры поперечных сил с эпюрой Qbsw (рис. 4.66). Здесь Qh'MrQh+Q™ — расчетная предель- ная поперечная сила, воспринимаемая бето- ном сжатой зоны Qb и только вертикальными хомутами б5И, в невыгоднейшем наклонном сечении; u—(RbbhJ)/Q\ где Q — расчетная по- перечная сила в месте теоретического обрыва стержней (последнего от грани опоры отгиба). Значения отношения u/hQ можно назначать по таблице 4.4. Если же в расчете не содержится указаний о расположении плоскостей отгибов, рассто- яние между ними принимают в соответствии с рис.4.2, конструирование отогнутых стерж- ней производят в соответствии с рис. 4.7. ж) стержни, отгибаемые из пролета в пер- вой и второй плоскостях от промежуточной опоры, заводят в смежный пролет. Стержни, отгибаемые в третьей и последу- ющих плоскостях, в случае отсутствия в них надобности на опорных участках, можно об- рывать в пролете (рис. 4.2). Верхние концы отогнутых стержней, кото- рые не переводят через опору в смежный про- Рисунок 4.6— Положение отгибов, определяемое эпюрой поперечных сил в балке: а — при действии на балку сосредоточенных сил; б — при действии на балку равномерно распределенной нагрузки е) расстояние между наклонными участка- ми стержней по длине балки определяют рас- четом. Нижняя точка последнего отгиба (считая от опоры) при сосредоточенных нагрузках может располагаться ближе к опорам, чем точ- ка пересечения эпюры поперечных сил Q с эпюрой Qbsw, на величину не более чем «и» (рис. 4.6а). При равномерных нагрузках ниж- няя точка последнего отгиба должна распола- лет, должны заканчиваться прямыми участка- ми длиной не менее 0,8/ап, но не менее 20JH в растянутой зоне и 10dH — в сжатой. Следует избегать обрыва отогнутых стержней в растя- нутой зоне (внизу). Вертикальные проекции hinc, мм, наклонных участков отгибаемых стержней, в зависимости от высоты сечения балки h, и толщины защит- = h — aL — а'.: ного слоя бетона аь, вычисляют по формулам: 1 ^inc,2 аь а b d2 20; hinc,i= h — ab — ab — d{ — 2Q; hinc^ h~ab~ a'b~ di~d2~ 40- При этом: для второстепенных балок ab=a'b\ для главных балок, к которым примы- кают второстепенные балки с верхней армату- рой диаметром до 20 мм, — а'ь= аь+?& мм, а для главных балок, к которым примыкают вто- ростепенные с верхней арматурой диаметром более 20 мм, — а'ь= аь + 30 мм. Если d2>20 мм, или ^>20 мм, или (d{ + iZ2)>40 мм, то в последние три формулы под- Таблица 4.4. Значения u/h0 для разных отношений Q/{bh0R^ 1/3 1/4 1/5 1/6 1/7 1/8 1/9 1 1/10 U/Ao 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 113
а 30° 45° 60° Д 1.5J d 0.5d X).8Zan(>10d) Отгибать не рекомендуется Отгибы или утки Отгибы Ставить утки или отогнутые стержни не рекомендуется Рекомендуется отгибать Рисунок4.7— Конструирование отогнутых стержней ставляют соответственно d2 и d{ вместо 20 мм, или + d2 вместо 40. Величины hinc вычисля- ют с точностью до 10 мм. На крайних опорах многопролетных балок, при монолитном их соединении с железобе- тонными прогонами (обвязочными балками), должна быть предусмотрена верхняя арматура сечением не менее 0,25 сечения пролетной ар- матуры в примыкающем пролете. Верхняя арматура должна быть заведена на длину не менее !/6/ от внутренней грани про- гона (/ — пролет балки в свету) (рис. 4.2а). Верхняя арматуры должна быть заведена в прогон на длину 1ап, считая от грани прогона. На крайних опорах балок, опирающихся на кирпичные стены, для восприятия момента защемления, как правило, достаточно верхней монтажной арматуры, которая заводится за грань на 1ап. Д лина пролетных сварных каркасов второ- степенных балок назначается равной размеру пролета в свету, а за грань крайних и промежу- точных опор заводятся специальные стыковые стержни. Так делают в случае опирания вто- ростепенных балок на промежуточные и край- ние опоры в виде стоек, главных балок или прогонов. Стыковые стержни устанавливают на уровне стержней пролетной рабочей арма- туры балок, их число должно соответствовать количеству пролетных сеток, а диаметр — быть 114 не менее 10 мм и не менее половины диаметра рабочего стержня сетки. Общая площадь се- чения этих стержней должна быть не менее минимального процента армирования сечения балки на опоре. Стыковые стержни периоди- ческого профиля заводятся за грань опоры в пролет не менее чем на 15d. для арматуры класса А500С и 10^. для А500СП (рис. 4.Зв), где dj — диаметр стыкового стержня. Если по расчету на опоре требуется сжатая арматура, сечение стыковых стержней назначают по рас- чету, и они заводятся за грань опоры в пролет на расчетную длину стыкования внахлестку для сжатых стержней. Стержни нижней вязаной арматуры моно- литных балок (рис. 4.2) в случаях, когда в опор- ных сечениях нижняя арматура по расчету не требуется, рекомендуется заводить за грань промежуточной опоры не менее чем на длину 1ап для растянутых стержней. Если нижняя арматура на промежуточной опоре учитывается в расчете как сжатая или растянутая, то стык стержней смежных проле- тов осуществляется в соответствии с указани- ями по стыкованию арматуры внахлестку без сварки, при этом допустимо размещение в од- ном сечении стыков всех доведенных до опо- ры стержней. При действии на балку временной равно- мерно распределенной нагрузки, не превыша-
Рисунок 4.8— Армирование опор монолитных главных балок сварными сетками: а — средних; б — крайних; 1,2 — сетки соответственно опорная и пролетная; tx — по расчету, но не менее (73)/, /2 — по расчету, но не менее ющей утроенной постоянной, можно полови- ну (по площади сечения) верхних стержней за- водить за грань опоры в смежный пролет на длину 1/3 пролета в свету, а остальные — на 1/4 пролета. В многопролетных балках с разными длинами пролетов, отличающимися друг от друга не более чем на 20 %, места обрыва стержней во всех пролетах принимают оди- наковыми (по большему пролету), а при различии в пролетах более 20 % стержни в меньший пролет заводят на длину, опреде- ляемую по смежному (большому) пролету. Если же малый пролет находится между дву- мя большими, то из смежных пролетов про- тягивают поверху через весь меньший про- лет два стержня, даже если они не требуют- ся по расчету. Примеры армирования опорных зон глав- ных балок монолитных перекрытий сварны- ми сетками показаны на рис. 4.8. Схема арми- рования главных балок отдельными стержня- ми аналогична схеме армирования второсте- пенных балок (см. рис. 4.2). У боковых граней балок при высоте их по- перечного сечения более 700 мм ставят допол- нительные продольные конструктивные стер- жни с расстоянием между ними по высоте не более 400 мм и площадью поперечного сече- ния Asc ^0,00167/, где h' — расстояние меж- ду стержнями по высоте, Z>'=0,5Z>, но не бо- лее 200 мм (рис. 4.9). Рисунок 4.9 — Размещение конструктивных стержней по высоте боковых граней балок при каркасах: а — вязаных; б — сварных; 1,2 — продольная арматура соответственно опорная и монтажная; 3 — шпильки; 4 — продольный конструктивный стержень площадью поперечного сечения Аг/., 3 С • 1 115
Таблица 4.5 Диаметр стержня одного направления, dx 3+12 14; 16 18; 20 22 25+32 36; 40 Наименьший допустимый диаметр стержня другого направления, d2 3 4 5 6 8 10 Эти стержни должны соединяться шпилька- ми диаметром 6+8 мм из арматуры класса А-1, А400, А500 или В500, устанавливаемыми с ша- гом 500 мм по длине балки. Вместе с попереч- ной арматурой такие стержни сдерживают рас- крытие наклонных трещин на боковых гранях балок. В балках и ребрах высотой более 150 мм сле- дует устанавливать вертикальную поперечную арматуру. В балках и ребрах высотой 150 мм и меньше поперечную арматуру можно не ста- вить. Ее допускается не ставить и у граней тон- ких ребер и балок шириной 150 мм и меньше, если на их ширине располагается один продоль- ный стержень или одна сварная сетка. При этом должно соблюдаться условие 1,5АЛ//>Л^ q <----где Q — поперечная сила в с конце наклонного сечения на расстоянии от опоры с < ЗЛ0. Диаметр поперечных стержней в сварных сетках и каркасах определяется расчетом с уче- том условий технологии выполнения сварки (табл. 4.5). Конструктивные требования к поперечно- му армированию балок приведены в таблице 2.1 (ч.П) и рис.4.10. Длину приопорного участка I при равно- мерной нагрузке принимают равной 74 про- лета, а при сосредоточенных нагрузках — рас- стоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее */4 пролета. Расстояние между поперечными стержня- ми (хомутами) в балках со сжатой продольной арматурой, учитываемой в расчете, рекомен- дуется принимать по табл. 2.1 раздела 2. В вязаных каркасах средних балок моно- литных ребристых перекрытий при времен- ных нагрузках на перекрытие, не превышаю- щих 30 кПа, ставят открытые хомуты. В от- дельных балках прямоугольного или таврово- го сечения, в крайних балках монолитных реб- ристых перекрытий, в балках с расчетной сжа- той арматурой, а также в средних балках мо- нолитных ребристых перекрытий, рассчитан- ных на временную нагрузку более 30 кПа — замкнутые хомуты. В вязаных каркасах хомуты следует кон- струировать таким образом, чтобы в местах их перегиба, а также загиба концевых крю- ков (при отсутствии перепуска концов) обя- зательно располагались продольные стерж- ни. Каждый хомут должен охватывать в од- ном ряду не более пяти растянутых стерж- ней и не более трех сжатых. При большем числе стержней в одном ряду, а также при ширине балки 350 мм и более рекомендует- ся переходить на четырех- или многосрезные хомуты (рис. 4.1). В монолитных конструкциях в местах пе- ресечения балки с колонной или с прогоном первый хомут или поперечный стержень рас- полагают в пролете на расстоянии 50 мм от грани опоры. Рисунок 4.10— Расположение поперечной арматуры в балках, не имеющих отгибов: а — при высоте сечения балки до 450 мм; б — при высоте сечения балки более 450 мм 116
При опирании монолитных балок на кир- пичную кладку на крайней опоре первый хо- мут или поперечный стержень устанавливают у торца балки (с необходимым защитным сло- ем), а в пределах средних опор установку по- перечной арматуры продолжают с шагом, при- нятым для пролета балки. Короткие балки (8> l/h >2) и балки с нагрузкой вблизи onop(a/h < 2) В коротких балках или при нагрузке, при- лагаемой вблизи опор прочность на скалыва- ние увеличивается за счет эффекта свода. В этом случае растягивающие усилия в ребре балки становятся меньше, а, следовательно, уменьшается необходимость в наклонной ар- матуре (в отгибах). Более тою, расположение вблизи опор на- клонных хомутов в данном случае может спрово- цировать отколы бетона (рис. 4.11), что представ- ляет опасность для несущей способности балки. Определяющим фактором для повышения несущей способности балки являются надеж- но заанкеренные нижние продольные стержни, которые в данном случае нельзя обрывать в про- лете. Для обеспечения сопротивления сдвига- ющим усилиям достаточно наличие хомутов. На концевых опорах целесообразна уста- новка нескольких горизонтальных хомутов, в особенности, когда вблизи опоры действует большое внешнее сосредоточенное усилие (рис. 4.12). Рекомендуемые схемы армирования од- нопролетных и неразрезных балок с // А < 8 при- ведены на рис. 4.13. Длина заделки На длине а обрывы недопустимы а Опасность откола Траектории растягивающих усилий _____________Траектории сжимающих усилий Рисунок 4.11 — Схемы армирования опорных зон коротких балок: а — целесообразная; б — не рекомендуемая Горизонтальные хомуты, воспринимающие усилие ----------- сдвига dsi Рисунок 4.12 — Траектории напряжений (а) и армирование опорной зоны (б) при нагрузке, прилагаемой вблизи опоры 117
Однопролётная балка с / < 8 h Никаких обрывов Неразрезная балка с / < 8 п Для — $ 4 всю As и As заводить за опору Л Рисунок 4.13 — Рекомендуемые схемы армирова- ния однопролетных и неразрезных балок с l/h < 8 Дополнительные указания по армированию балок Примеры армирования балок, работающих на изгиб с кручением, приведены на рис. 4.14 . BOd Рисунок 4.14—Армирование балок, работающих на изгиб с кручением: а — прямоугольного сечения с вязаными сварными каркасами; б — сложного поперечного сечения с замкнутыми хомутами ребра (1) и полки (2) Рисунок 4.15— Пример приповерхностного армирования В балках, работающих на изгиб с кручени- ем, вязаные хомуты должны быть замкнуты- ми с перепуском их концов на 30d, где d — ди- аметр хомута, а при сварных каркасах все по- перечные стержни обоих направлений долж- ны быть приварены точечной сваркой к угло- вым продольным стержням, образуя замкну- тый контур. При отсутствии сварочных кле- щей плоские сварные сетки соединяют при по- мощи скоб посредством дуговой сварки их с поперечными стержнями. В балках сложного поперечного сечения (тавровых, двутавровых), работающих на из- гиб с кручением, все составляющие части се- чения (ребро, полки) должны иметь замкну- тое поперечное армирование в пределах каж- дой части (рис. 4.146). Расстояния между попе- речными стержнями, расположенными у гра- ней, нормальных к плоскости изгиба, должны быть не более ширины сечения элемента Ь\ У граней, сжатых от изгиба, при Т<0,2Л/ (где Т — крутящий момент, М — изгибающий момент) расстояния между поперечными стер- жнями допускается увеличивать, принимая их такими же, как в сжатых элементах. Приведенные указания относятся, в частно- сти, к крайним балкам, к которым второстепен- ные балки или плиты примыкают лишь с од- ной стороны (обвязочные балки, балки у тем- пературных швов и т.п.), а также к средним бал- кам, для которых нагрузки, передающиеся на балку от примыкающих пролетов, неодинако- вы (отличаются друг от друга более чем в 2 раза). Приповерхностное армирование Приповерхностное армирование применя- ется для предотвращения образования трещин и откола защитного слоя бетона балок, у кото- рых основная рабочая арматура выполнена из стержней диаметром более 32 мм, или когда эквивалентный диаметр групп стержней (^экв) также превышает 32 мм (рис. 2.2 ч. II). Это армирование выполняют из проволоч- ных сеток или стержней малого диаметра и располагают снаружи от арматурного каркаса балки (рис. 4.15). Рекомендуемое значение площади сечения продольных стержней приповерхностной ар- матуры Asse/f равно 0,0 lAc ext, где Ac ext площадь сечения растянутого бетона вне пределов ар- матурного каркаса балки. Минимальная толщина защитного слоя для приповерхностного армирования прини- мается в соответствии с табл. 2.1, ч. II). Про- дольные и поперечные стержни приповерхно- стной арматуры могут быть учтены при расче- те требуемых длин её анкеровки. 118
a I-I в 6 п-п e менее Рисунок 4,16 — Дополнительное армирование балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок: а — сварными сетками; б — учащенными хомутами на участке hx (количество по расчету); в — подвесками Армирование в местах приложения сосредоточенных нагрузок Примеры армирования балок в местах при- ложения сосредоточенных нагрузок приведе- ны на рис. 4.16. Площадь сечения дополни- тельной арматуры определяют расчетом. Ее конструируют в виде сварных сеток, отгибов, подвесок и учащенных хомутов. Количество сварных сеток должно быть не менее двух с числом вертикальных стержней в каждой сварной сетке—не менее четырех 06 мм. Отгибы или подвески назначают диаметром не менее 10 мм; в верхней зоне предусматрива- ют горизонтальный прямой участок отогнутых стержней длиной не менее 0,8/flZZ и не менее 20d. 4.3 Армирование монолитных железобетонных плит Монолитные железобетонные плиты пере- крытий могут быть полностью или частично опертыми по контуру, со свободным опиранием или с защемлением на опорах. В практике мо- нолитного строительства достаточно часто встречаются плиты, защемленные по одной кромке (консольные) и опертые в точках (углах), например, плиты безбалочных перекрытий. По расчетной схеме плиты подразделяют на балочные (однопролетные — разрезные, не- разрезные — многопролетные, консольные) и работающие в двух направлениях, которые могут быть однопролетными (с шарнирным или нешарнирным опиранием по кромкам) или многопролетными неразрезными. Балочными считают плиты, если усилия в них, действующие в одном направлении, пренебрежимо малы по сравнению с усилиями, действующими в другом направлении. К балоч- ным относят: прямоугольные равномерно нагру- женные плоские плиты, опертые по двум проти- воположным сторонам, а также плиты, опертые по контуру, либо защемленные по трем и четы- рем сторонам при соотношении сторон (проле- тов), превышающем определенные граничные значения (в нормативных документах эти значе- ния обычно лимитируют числами 2илиЗ). К работающим в двух направлениях отно- сят все, не относящиеся к балочным, плиты, в том числе непрямоугольные в плане (круглые, кольцевые и др.), а также плиты с точечным опиранием (например, плиты безбалочных перекрытий). В безбалочных перекрытиях мо- нолитных зданий плита может опираться не- посредственно на колонны как без уширений, так и с уширениями (капителями). При пролетах длиной до 6 — 7 м монолит- ные перекрытия рекомендуется проектировать без предварительного напряжения арматуры плоскими, при больших длинах пролетов — плоскими с капителями или с межколонными балками или стенами, а также в форме ребрис- тых или пустотных плит. Для помещений заль- ного типа пролетом 12 — 15м рекомендуются кессонные, ребристые и пустотные перекрытия с контурным опиранием на балки и стены. При пролетах более 7 м целесообразно вве- дение дополнительного преднапряженного армирования с применением высокопрочных канатов К-7 без сцепления с бетоном. При выборе конструктивного решения опирания плиты на колонны без капителей необходимо предусмотреть усиление дополни- 119
тельным армированием опорных участков плиты с целью исключения ее продавливания при эксплуатационных нагрузках. Толщину балочных плит монолитных пе- рекрытий с отношением сторон свыше 2 сле- дует принимать не менее, мм: для междуэтажных перекрытий жилых и общественных зданий......70 для междуэтажных перекрытий производственных зданий..........80 для покрытий.....................60 под проездами...................100 для плит из легкого бетона классов В7,5 и ниже (во всех случаях).........70 Толщина железобетонной плиты кесонных часторебристых перекрытий должна быть не менее 25 — 30 мм. Толщины (h) любых моно- литных железобетонных плит рекомендуется принимать 40,50,60,70, 80,100,120,140,160, 180,200,250, 300, далее кратно 100 мм. Минимальная толщина бетонного защит- ного слоя рабочей арматуры плит для обычных условий эксплуатации — 20 мм. Минимальная толщина плит в зависимос- ти от пролета ориентировочно может быть принята по таблице 4.6. Таблица 4.6 Минимальная толщина плит Типы плит и характер опирания Вид бетона тяжелый легкий Балочные: при свободном опирании при упругой заделке Работающие в двух направле- ниях: * - опертые по контуру при сво- бодном опирании - то же при жесткой заделке кессонные часторебристые перекрытия - при свободном опирании - то же, при упругой заделке по контуру плиты безбалочных перекрытий при опирании на колонны с до- полнительным к армированию - усилением опорных зон, капителями (оголовками) металлическими поддонами, воротниками - то же, без дополнительного усиления (1/35)1 (1/45)/ (1/45) \ (1/50) (1/30) (1/35) 1х (1/35)/2 ч (1/30) /2 (1/30)/ (1/35)/ (1/38) /t (1/42) 1. (1/25) (1/30) 1х (1/30)/2 (1/27)/2 * — /j и 12 — соответственно меньший и боль- ший пролеты плит. Толщину неразрезных или однопролетных плит, монолитно связанных с железобетонны- ми балками, принимают как при упругой за- делке, а толщину плит, опертых на стены, — как при свободном опирании. Монолитные железобетонные плиты ар- мируют вязаной арматурой и стандартными сварными сетками. Диаметр рабочих стержней сварной арма- туры рекомендуется принимать не менее 3, а вязаной — не менее 6 (5,5) мм. При толщине плиты h< 150 мм расстояния между осями стержней рабочей арматуры в средней части пролета плиты (внизу) и над опорой (сверху для многопролетных плит) должны быть не более 200 мм, при h> 150 мм — не более 1,5Л и 400 мм. Расстояния между рабочими стержнями, доводимыми до опоры плиты, не должны пре- вышать 400 мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна состав- лять не менее '/3 площади сечения стержней в пролете, определенной расчетом по наиболь- шему изгибающему моменту. Площадь сечения арматуры плит должна быть не менее указанной в табл. 4.7. По этой же таблице можно подбирать диаметр и шаг стержней рабочей арматуры. При армировании плит, работающих в двух направлениях, отношение As2/Asl между пло- щадями сечения нижних арматур, укладывае- мых на 1 м ширины плиты (Л51 — площадь стержней, располагаемых параллельных ко- роткой стороне), рекомендуется принимать по таблице 4.8 в зависимости от соотношения длин пролетов плиты 12/1х. Площадь сечения распределительной арма- туры в балочных плитах должна составлять не менее 10 % площади сечения рабочей арматуры в месте наибольшего изгибающего момента. Диаметр и шаг стержней этой арматуры в зави- симости от диаметра и шага стержней рабочей арматуры можно применять по таблице 4.9. Рабочую арматуру в направлении меньше- го пролета располагают ниже арматуры, иду- щей в направлении большего пролета. В соот- ветствии с таким расположением арматуры рабочая высота сечения плиты для каждого направления неодинакова и будет отличаться на размер диаметра арматуры. При армировании сварными сетками сплошных балочных плит толщиной 120 мм и более при содержании растянутой рабочей ар- 120
Таблица 4.7 Площадь поперечного сечения арматуры на 1 м ширины плиты, см2 Шаг стерж- ней, мм Диаметр стержней, мм 3 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 25 100 0,71 1,26 1,96 2,83 5,03 7,85 11,31 15,39 20,11 25,45 31,42 38,01 49,09 125 0,57 1,01 1,57 2,26 4,02 6,28 9,05 12,31 16,08 20,36 25,13 30,41 39,27 150 0,47 0,84 1,31 1,84 3,35 5,23 7,54 10,26 13,4 16,96 20,94 25,33 32,72 200 0,35 0,63 0,98 1,41 2,51 3,93 5,65 7,69 10,05 12,72 15,71 19,00 24,54 250 0,28 0,50 0,79 1,13 2,01 3,14 4,52 6,16 8,04 10,18 12,56 15,20 19,64 300 0,23 0,42 0,65 0,94 1,68 2,61 3,77 5,13 6,70 8,48 10,47 12,66 16,36 350 0,20 0,36 0,56 0,81 1,44 2,24 3,23 4,44 5,74 7,27 8,97 10,86 14,00 400 0,18 0,32 0,40 0,71 1,25 1,96 2,82 3,50 5,02 6,36 7,86 9,50 12,49 Таблица 4.8 Отношение площадей сечений нижней арматуры Д’151 плиты» работающей в двух направлениях >2^ As2/ASj /л As2/As1 1,0 1...0,8 1,6 0,5...0,3 1,1 0,9...0,7 1,7 0,45...0,25 1,2 0,8...0,6 1,8 0,4...0,2 1,3 0,7...0,5 1,9 0,35...0,2 1,4 0,6...0,4 2,0 0,2...0,15 1,5 0,65...0,35 I. Таблица 4.9 Диаметр и шаг стержней распределительной арматуры балочных плит в зависимости от шага рабочей арматуры Диаметр стержней рабочей арматуры, мм Шаг стержней рабочей арматуры, мм 100 125 150 200 250 300 3...4 3 3 3 3 3 3 400 400 400 400 400 400 5(4,5) 3 3 3 3 3 3 500 500 500 500 400 400 6(5,5) 4 4 3 3 3 3 500 500 500 500 400 400 8 (7; 7.5) 5(4,5) 5(4,5) 4 4 3 3 500 500 500 500 500 400 10(9) 6(5,5) 6(5,5) 5 5 5 5 350 350 350 350 350 350 12(11) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 250 300 350 350 350 350 14 8(7,5) 300 8(7,5) 350 8(7,5) 350 6(5,5) 300 6(5,5) 350 6(5,5) 121
Окончание таблицы 4.9 Диаметр стержней рабочей арматуры, мм Шаг стержней рабочей арматуры, мм 100 125 150 200 250 300 16 8(7,5) 250 8(7,5) 300 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 18 10(9) 300 Ю(9) 350 Ю(9) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 20 10(9) 200 Ю(9) 250 Ю(9) 300 Ю(9) 350 Ю(9) 350 Ю(9) 350 22 12(11) 250 12(H) 300 10(9) 300 10(9) 350 10(9) 350 Ю(9) 350 25 14 300 10(9) 200 8(7,5) 150 8(7,5) 200 8(7,5) 250 8(7,5) 300 Примечание — Над чертой указан диаметр стержней распределительной арматуры, под чертой — их шаг. В скобках промежуточные диаметры (по согласованию с НИИЖБ). матуры до 1,5 %, расстояние между стержня- ми распределительной арматуры допускается увеличивать до 600 мм. Балочные монолитные плиты, армирован- ные сварными сетками, конструируют в соот- ветствии с рис. 4.17, 4.18. в Рисунок 4,17— Схема армирования монолитных балочных плит сварными сетками: а — пролетная арматура в виде цельных сварных сеток с поперечными рабочими стержнями; б — то же, в виде узких сварных сеток с продольными рабочими стержнями; в — план надопорной арматуры (1/4) 1с I---—-----, U/W/c Рисунок 4.18—Армирование опор плит сварными сетками (разрезы в рабочем направлении): а, в — крайние опоры плиты, соответственно монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и в кирпичной стене; б, г — средние опоры плиты, монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и с надопорной армату- рой соответственно из двух раздвинутых сеток и из одной сетки 122
a Рисунок 4,19 — Непрерывное армирование монолитных неразрезных плит сварными рулонными сетками: а — план и разрезы плиты, опертой на железобетонные балки; б — деталь опирания плиты на кирпичную стену Пролетную арматуру плит шириной до 3 м и длиной до 6 м конструируют в виде плоской цельной сварной сетки, более короткие стер- жни которой — рабочая арматура плиты (рис. 4.17а). При диаметре рабочей арматуры более 10 мм плиты можно армировать плоскими узкими сварными унифицированными сетками. Их длина должна соответствовать ширине плиты, которая может быть и более 3 м. Продольные стержни сеток выполняют роль рабочей арматуры, поперечные — распре- делительной, стыкуемой в плите внахлестку без сварки. Арматуру над опорами неразрезных плит конструируют в соответствии с рис. 4.18 в виде двух сеток с раздвижкой или одной сетки с поперечными рабочими стержнями, уклады- ваемыми вдоль опор. Надопорные сетки мо- гут быть рулонными. Многопролетные балочные монолитные плиты толщиной до 100 мм с рабочей армату- рой средних пролетов и опор до 7 мм рекомен- дуется армировать сварными рулонными ти- повыми сетками с продольной рабочей арма- турой в соответствии с рис. 4.19. Рулоны при этом раскатывают поперек второстепенных балок, а поперечные стержни сеток, являю- щиеся распределительной арматурой плиты, стыкуют внахлестку без сварки. В крайних пролетах и на первых промежуточных опорах, где обычно требуется дополнительная арма- тура, на основную сетку укладывают допол- нительную (рис. 4.19), которая заводится за грань первой промежуточной опоры во вто- рой пролет на */4 пролета плиты. Вместо до- полнительной сетки можно укладывать от- дельные стержни, привязывая их к основной сетке. Плиты, работающие в двух направлениях, также рекомендуется армировать сварными сетками. При этом плиты, имеющие размеры не более 6x3 м, можно армировать в пролете одной цельной сварной сеткой с рабочей ар- матурой в обоих направлениях. С целью эко- номии арматуры рекомендуется использова- ние сварных сеток с переменным армировани- ем в двух направлениях в соответствии с эпю- рой моментов или же использование разнораз- мерных сеток, накладываемых друг на друга в зоне максимальных изгибаемых моментов (рис. 4.20). Ширину крайней полосы 1е опре- деляют расчетом. Рисунок 4.20 — Схема армирования пролета плиты, опертой по контуру, цельными сварными сетками: 1 — основной; 2 — дополнительной 123
В случае армирования плиты узкими свар- ными унифицированными сетками с продоль- ной арматурой, их укладывают в пролете в два слоя во взаимно перпендикулярных направле- ниях (рис. 4.21). При этом сетки, укладывае- мые вдоль меньшего пролета плиты, должны быть снизу. Монтажные стержни сеток каждо- го слоя кладут впритык и не стыкуют, причем в сетках нижнего слоя они должны быть под рабочей арматурой в ее защитном слое, а в сет- ках верхнего слоя — поверх неё. Работающую в двух направлениях надо- порную арматуру неразрезных многопролет- ных плит (рис. 4.216) с плоскими сетками в пролетах конструируют так же, как и надопор- ную арматуру балочных плит (рис. 4.18). Работающие в двух направлениях много- пролетные неразрезные плиты с рабочей ар- матурой диаметром до 7 мм можно армировать типовыми рулонными сетками с продольны- ми рабочими стержнями (рис. 4.22). Для это- го плиту разбивают в каждом направлении на три полосы: две крайние шириной по 1/4 мень- шего пролета и среднюю. Рулоны в пролетах раскатывают в два слоя, во взаимно перпен- а дикулярных направлениях только по средним полосам плит (рис. 4.22а). Надопорную арматуру углов плиты в этом случае можно конструировать в виде квадрат- ных плоских сеток с рабочими стержнями в обоих направлениях. Эти сетки укаладывают на пересечении ребер плит (балок), причем стержни могут быть параллельными ребрам (балкам) или укладываться под углом 45° к ним (рис. 4.226). Вязаную арматуру монолитных плит толщи- ной 120 мм и меньше проектируют в соответ- ствии с рис. 4.23,4.24,4.25,4.26,4.27 с доведени- ем всех стержней нижней пролетной арматуры до опор. При так называемом раздельном арми- ровании над опорами устанавли вают свою арма- туру. Нижние пролетные рабочие стержни нераз- резных плит рекомендуется конструировать сквозными, пропуская их через несколько опор; в крайних пролетах, если это требуется по рас- чету, устанавливают дополнительные стержни. Надопорную арматуру в нерабочем направ- лении предусматривают конструктивно в объеме не менее х/3 сечения рабочей армату- ры в пролете. Рисунок 4.21 — Схема армирования опертой по контуру плиты плоскими сварными сетками: а — узкими пролетными; б — надопорными Рисунок 4.22 — Схема армирования опертой по контуру плиты сварными рулонными сетками: а — пролетная и средняя надопорная арматура; б — надопорная арматура углов плиты 124
В плитах толщиной более 120 мм часть про- летных стержней (в целях экономии армату- ры) рекомендуется переводить на опоры (так называемое непрерывное армирование) (рис. 4.24). В плитах толщиной до 150 мм стержни отгибают под углом 30°, 160 мм и более — под углом 45°. Отгибы конструируют в соответ- ствии с рис. 4.24. Армирование опор монолитных плит от- дельными стержнями при разных опорных ус- ловиях показано на рис. 4.25,4.26,4.27. Распределительная арматура Рисунок 4.23 — Армирование монолитных балочных плит отдельными стержнями (вязаной арматурой): 1,3 — надопорная арматура в направлениях соответственно рабочем и нерабочем; 2 — пролетная арматура в рабочем направлении Рисунок 4.24 — Непрерывное армирование монолитных плит отдельными стержнями (вязаной арматурой): а — средняя опора многопролетной балки — железобетонная балка; б — то же, стальная балка; в — крайняя опора — железобетонная балка; г — то же, кирпичная кладка; 1 — отгибы; 2 — дополнительная надопорная арматура (ставится если недостаточно отогнутых стержней) 3 — пролет- ная арматура. Вязаную арматуру плит, работающих в двух направлениях, конструируют так же, как и в балочных плитах. С целью экономии армату- ры плиту рекомендуется разбивать в каждом направлении на три полосы: две крайних ши- риной У4 меньшего пролета и среднюю. В крайних полосах площадь сечения арматуры, против параллельной им третьей полосы, мо- жет быть уменьшена вдвое, но при этом на 1м ширины плиты должно приходиться на менее трех стержней. Стержни в направлении корот- кой стороны укладываются внизу. Надопор- ную рабочую арматуру устанавливают по всей длине каждой стороны плиты равномерно. На крайних свободных опорах плит, мо- нолитно связанных с железобетонными про- 125
a б в Рисунок 4.25 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты отдельными стержнями в рабочем направлении: а — монолитно связанной с железобетонной балкой; б — защемленной в кирпичной кладке; в — свободно лежащей на стальной балке; г — то же, на кирпичной стене; д — консольно опертой на стальную балку; 1 — пролетная рабочая арматура Л диметром d; 2 — опорная арматура (по расчету, но не менее 0,54s sp); 3 — распре- делительная арматура; 4 — арматура железобетонной балки; 5 — опорная арматура не менее (’ДМ и не менее 506A-I на 1м; 6 — стержни 06мм, устанавливаемые с шагом 1000 мм и обеспечивающие совместную работу плиты со сталь- ной балкой (по расчету, обычно, не требуются); 7 — сварка Рисунок 4.26 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты отдельными стержнями в нерабочем направлении: а — свободно лежащей на стальной балке; б — консольно опертой на стальную балку; в — монолитно связанной с железобетонной балкой; г — защемленной в кирпичной стене; д — примыкающей к стене без опирания; 1 — пролетная рабочая арматура As • 2 — распределительная арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (1Д) А • 4 — арматура железобетонных балок; 5 — опорная арматура 5 SfSp гонами (обвязочными балками), надопорную расчетную арматуру заделывают в прогон на глубину, равную длине анкеровки !ап, а про- летную арматуру заводят за грань опоры на длину не менее 5dH при выполнении условия 0<0,5/у>Ло. Консольные плиты при вылете консоли до одного метра обычно принимают постоянной толщины. При вылете более 1 м высота сече- ния плиты в месте заделки определяется рас- четом, а по направлению к торцевому сечению может быть постепенно уменьшена, но не бо- лее, чем до 50 мм на торце. Консольные плиты армируют, как прави- ло, только верхней арматурой. Консоли, яв- ляющиеся частью одно — или многопролет- ной плиты, армируют вместе с плитой и той же арматурой — сетками или отдельными стержнями. 126
И/А\7.п В Рисунок 4,27 — Армирование средних опор монолитной плиты отдельными стержнями: а — монолитно связанной с железобетонной балкой в рабочем направлении; б- свободно лежащей на сталь- ной балке в рабочем направлении; в — монолитно связанной с железобетонной балкой в нерабочем направлении; 1 — пролетная рабочая арматура А 2 — распредели- тельная арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (73) А ; 4 — арматура железобетонной балки; 5 — сварка При армировании консольных плит с выле- том более 1 м допускается половину рабочих стер- жней обрывать на середине вылета консоли. Толстые монолитные плиты, например, фундаментные, рекомендуется армировать объемными армоблоками, собираемыми из плоских сварных каркасов и сеток. Их следует устанавливать с разрывом, равным ширине ар- моблока, а в зазор помещать горизонтальные сварные сетки по верхнему и нижнему уровням блоков. При этом необходимо обеспечивать жесткость армирования путем установки до- полнительных связей жесткости, например, крестообразных, из арматуры, уголка и т.п. 4,4 Дополнительные указания по армированию плит Армирование в местах отверстий Отверстия значительных размеров (300 мм и более) в монолитных железобетонных пли- тах, а также и в стенах, должны окаймляться дополнительной арматурой с суммарным се- чением не менее сечения рабочей арматуры (того же направления), которая требуется по расчету плиты как сплошной (рис. 4.28а). Отверстия до 300 мм при армировании сварными сетками и каркасами специальны- ми стержнями не окаймляют. При вязаной ра- бочей и распределительной арматуре вокруг 's 1АП 1(Л -,) ТАЛ Рисунок 4.28 — Армирование плит в местах отверстий: а, б — отверстия шириной соответственно более 300 и до 300 мм (при вязаной рабочей и распределительной арматуре); 1 — стержни арматуры плиты; 2 — специальные стержни арматуры, окаймляющие отверстие 127
таких отверстий ставят по два дополнительных стержня с промежутком 50 мм (рис. 4.286). При армировании сварными сетками от- верстия до 300 мм в арматуре рекомендуется вырезать по месту. Армирование по свободным краям плит перекрытий Дополнительная краевая арматура служит для восприятия возможных краевых нагрузок, а также усилий от температурных и усадочных деформаций. Так как на свободных краях плит развива- ются прогибы от равномерно распределенной нагрузки, более значительные по сравнению с прогибами в остальных зонах, рекомендуется усиливать также и основную арматуру, распо- лагаемую в краевых зонах (рис. 4.29). По технологическим соображениям пред- почтительна установка на концевых участках Z. . -ft Вариант 1 Вариант 2 ------ Рисунок 4,29 — Охватывающая арматура по свободным краям плит плоских плит поперечной арматуры в виде П-образных хомутов, расположенных по краю плиты, обеспечивающих восприятие крутящих моментов и анкеровку концевых участков ос- новной продольной арматуры (рис. 4.29). 4.5 Армирование плит, опертых на отдельные опоры 4,5.1 Плиты с капителями В верхней части колонн (пилонов) в местах сопряжения с плитой в безбалочных перекры- тиях целесообразно предусматривать ушире- ния-капители или капители с надкапительны- ми плитами. Эти элементы перекрытия при правильном их армированиии снижают опас- ность разрушения от продавливания при высо- ких сосредоточенных нагрузках вблизи опоры. Они обеспечивают сопротивление приопорных сечений большим изгибающим моментам и пе- ререзывающим силам и возможность перерас- пределения усилий в пролет за счет пластичес- кого деформирования сечений в предельной стадии без хрупких разрушений по бетону. Кро- ме этого капители позволяют повысить жест- кость перекрытий при эксплуатационных на- грузках, что способствует выполнению требо- ваний по трещиностойкости и ограничению прогибов перекрытий (рис. 4.30). 1-1 (Схема установки поперечной арматуры) 1ПЛ^Э1-Э1ЛП Рисунок 4.30 — Варианты конструирования армирования участков опирания плит перекрытий (покрытий) на колонны (пилоны): а, б — с капителями; в — без капителей; г — окончание сжатых стержней близ свободной поверхности бетона; 1СГ — длина критического участка колонны (пилона) по условию (5.1, раздел 5) b-hc+4hn- зона укладки верхней надопорной 128
Использование капителей при проектиро- вании безбалочных перекрытий позволяет го- раздо более безопасно, чем в перекрытиях в виде плоских плит с непосредственным опи- ранием на колонны (без капителей), распола- гать вблизи колонн отверстия, для пропуска вертикальных инженерных коммуникаций. Выбор опирания безбалочных покрытий на колонны с включением капителей позволяет проектировщику наиболее успешно решать задачи по предотвращению прогрессирующе- го обрушения конструкций здания. К сожалению, наличие капителей колонн вынуждает для их скрытия устройство конст- рукций подвесных потолков, что в обществен- ных зданиях может быть целесообразным для размещения инженерных коммуникаций (вен- тиляционных коробов, электропроводки и т.п.), но не приветствуется архитекторами при проектировании жилых зданий. С учетом величины пролета перекрытий для их армирования часто бывает целесообразным применять сетки заводского или построечного изготовления. Сетки заводского изготовления с помощью высокопроизводительных свароч- ных машин поставляются в виде рулонов или карт. В построечных условиях сетки обычно собирают посредством ручной вязки. В случае необходимости перекрытия боль- ших пролетов (более 7 м) могут использовать- ся так называемые тяжелые сетки (ds > 12 мм). При их заводском изготовлении диаметр ра- бочей свариваемой арматуры достигает 16 мм. В построечных условиях сетки со стержнями достаточно большого диаметра (>14 мм) для их сохранности при транспортировке целесо- образно собирать на месте установки или на специально отведенном наземном участке строительства с подъемом на высоту кранами со специальными траверсами. 0.351, Рисунок 4.31 — Схемы армирования безбалочных перекрытий с надколонными капителями: а — пролетная арматура — узкие сварные сетки; б — то же надопорная арматура; в — пролетная арматура (вязаными сетками и отдельными стержнями); г — то же надопорная арматура 129
Пример армирования сварными сетками приведен на рис. 4.31а, б. Армирование безбалочных прикрытий вя- заными сетками и отдельными стержнями про- изводится обычно без отгибов. При большом числе одинаковых плит (регулярная в плане конструктивная система)* в целях экономии арматуры перекрытие делят на пролетные и надколонные полосы (рис. 4.31 в и г). В обеих полосах нижние стержни должны быть продле- ны от оси пролета в каждую сторону не менее чем на 0,35/. При этом в надколонной полосе стержни должны быть заведены за грань капи- телей на длину не менее чем на 10 диаметров этих стержней. Стержни верхней арматуры над- колонной полосы должны быть заведены за ось ряда колонн в каждую сторону также не менее чем на 0,35/ (рис. 4.30а; 4.316, г). 4.5.2 Плиты без капителей Плоские бескапительные плиты регуляр- ных конструктивных систем ** несмотря на ра- диальные и кольцевые направления главных моментов у опор (рис. 4.32) армируют в на- правлениях «х» и «у» в виде надопорных и про- Рисунок 4.32 - Направления главных напряже- ний в зонах опирания плоских плит на колонны * — Регулярная в плане конструктивная система пре- дусматривает расположение колонн и несущих стен по прямоугольной сетке в местах пересечений линий, об- разующих эту сетку. ♦* — Регулярная по высоте конструктивная система предусматривает одинаковую конструктивную систему на всех этажах здания (одинаковые: сетка осей, каркас- ная или стеновая конструкция и т.п.). летных полос. Одна треть нижних пролетных и надопорных полос должна продолжаться по- низу непрерывно. Верхняя арматура должна быть хорошо распределена, особенно в зоне опоры, на ширине, равной b = hc + 4ЛП, т.е. здесь будут иметь место малые размеры шага продольных и поперечных стержней а < Ап/2 (рис. 4.30а,в). Для нерегулярных конструктивных систем рекомендуется с целью упрощения армирова- ния устанавливать: нижнюю арматуру одина- ковой по всей площади рассматриваемой кон- струкции в соответствии с максимальными значениям усилий в пролете плиты; основную верхнюю арматуру принимать такой же, как и нижняя, а у колонн и стен устанавливать до- полнительную верхнюю арматуру, которая в сумме с основной должна воспринимать опор- ные усилия в плите. Допускается установка части арматуры плит в виде сварных непрерывных и надопор- ных коротких каркасов в надколонных и про- летных полосах в двух направлениях (скрытые балки). При этом часть каркасов, непрерывных или коротких, (не менее двух) должны быть пропущены сквозь тело колонны (рис. 4.33). Для сокращения расхода арматуры можно также рекомендовать установку по всей пло- щади плиты нижней и верхней арматуры, от- вечающей минимальному проценту армирова- ния, а на участках, где действующие усилия превышают усилия, воспринимаемые этой ар- матурой, устанавливать дополнительную ар- матуру, которая в сумме с вышеуказанной ар- матурой воспринимает действующие на этих участках усилия (рис. 4.34а). Такой подход приводит к более сложному армированию перекрытий, требующему более тщательного контроля за проведением арма- турных работ. Тонкие безбалочные бескапительные пли- ты перекрытий в приопорных зонах могут ар- мироваться унифицированными изделиями заводского изготовления Они предохраняют перекрытия от продавливания в зоне оприра- ния на колонну и сочетают в себе высокую на- дежность с простотой применения. Арматурные элементы, изготавливаемые ЗАО «СК ЛенСтройДеталь», представляют собой ар- мированные полосы, изогнутые по рме буквы V и изготовленные в виде лестницы (рис. 4.346). Они производятся промышленным способом, аналогичным производству стальной строитель- ной сетки с помощью контактной сварки. 130
К-1 Рисунок 4.33 — Пример усиления армирования плиты плоского (безбалочного) перекрытия каркасами: К-1 — пролетный каркас, К-2 — надопорный каркас Пример сетки для эффективного пролетного армирования производства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www. lenstroydetal. ru) Схемы расстановки каркасов от продавливания Каркас от продавливания произ- водства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www. lenstroydetal. ru) Рисунок 4.34 — Арматурные элементы для усиления пролетных (а) и при- опорных (б) зон перекрытий произ- водства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» 131
Эти элементы поставляются различной высоты и с разной длиной боковин. Устанав- ливают их вокруг колонн в плите перекрытия симметрично по кругу с зацеплением за про- дольную арматуру колонн и образованием по- перечного армирования приопорной зоны в виде «звезды». Увеличение сечения попереч- ной арматуры может быть достигнуто распо- ложением элементов в виде «ёлочки». Внешний диаметр образованной «звезды» и длина боковин каждого отдельного элемен- та зависит от толщины плиты. Места сгиба арматурных элементов должны охватывать стержни продольной арматуры ко- лонн или заглубляться внутрь сечения колонн как минимум на 400 мм. Арматурные элементы раз- мещают между верхним и нижним слоями арма- туры приопорной плиты перекрытия. Одновре- менно они служат фиксаторами местоположения арматурных сеток и дополнительных стержней. На рис. 4.35 приведен другой зарубежный опыт армирования приопорных зон безбалоч- Арматура против продавливания Schoeck Bole позволя- ет избежать продавливания в безбалочных перекрыти- ях. Простая и надежная конструкция ных, бескапительных перекрытий фирмы «Shock» (Германия). Здесь используются уни- фицированные элементы «Shock Bole» про- стой и надежной конструкции, позволяющей избежать продавливания перекрытий в при- опорной зоне. Точное соблюдение защитного слоя бетона здесь обеспечивается посредством П-образных скоб-стоек. Надежная анкеровка поперечной армату- ры в виде вертикальных арматурных стержней обеспечивается высаженными по концам плоскими головками. Элементы имеют разные габаритные разме- ры, их устанавливают сверху после раскладки нижней арматуры. Опорные стойки можно сме- щать и поворачивать, обеспечивая этим наибо- лее оптимальное расположение элементов. Раздел 5 ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУИРОВАНИЯ И АРМИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ЗДАНИЙ С УЧЕТОМ ПРЕДОТВРАЩЕНИЯ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ Выполнение общих рекомендаций по про- ектированию и конструированию монолитных конструкций, приведенных в разделах 1—4, основанных на последних достижениях строи- тельной науки и обобщенном опыте проектной практики, позволяет проектировщикам предот- вратить прогрессирующее обрушение конст- рукций зданий в большинстве случаев аварий- ных ситуаций и силовых воздействий. Однако с целью обеспечения большей безопасности строительных объектов особой категории от- ветственности следует при проектировании ру- ководствоваться дополнительными рекоменда- циями, изложенными в данном разделе. 5 Л Колонны Общий коэффициент продольного армиро- вания колонн «ц» должен быть не менее 0,01 и не более 0,04. В симметричных поперечных се- Рисунок 4.35—Арматурный элемент Schoeck Bole против продавливания для приопортных зон безбалочных перекрытий чениях должно предусматриваться симметрич- ное армирование. Между угловыми продольны- ми стержнями вдоль каждой стороны колонн при размере меньшей стороны сечения b > 40 см должен быть предусмотрен, как минимум, один промежуточный стержень диаметром ds > 12 мм Участки отстоящие на расстоянии 1СГ от обоих концевых сечений колонны, должны рассматриваться как критические. 132
Длина критических участков колонны 1сг (в метрах) должна быть: / <(Лили/76, 0,45м) (5.1) V * V/ V» гдейс — наибольший размер поперечного се- чения колонны (в метрах); 1с1 — длина колонны в свету (в метрах). Если /с//Лс<3, вся длина колонны должна рассматриваться как критическая и иметь со- ответствующее армирование. Армирование критических областей вне- центренно сжатых колонн (особенно, проек- тируемых с учетом сейсмических воздействий) должно исключать в этих сечениях возмож- ность хрупкого разрушения по бетону. В критических областях таких колонн при конструировании армирования (при £ < £Л) следует стремиться к тому, чтобы расчетная ве- личина коэффициента пластичности по кри- визне «К [» и соответствующее ей значение £ были в диапазоне значений, рекомендуемых условием (3.7) части III. В этом случае может быть достигнуто максимально допустимое раскрытие шарнира пластичности в критичес- кой области при пластических деформациях растяжения арматуры (е52) и предельных де- формациях сжатия бетона (< еАм), определяе- мых из выражения (3.9) части III. Если еЬм >0,0035, что возможно при Rb < 60 МПа, то необходимо предусмотреть в кри- тической области колонны косвенное армиро- вание с целью предотвращения преждевремен- ного разрушения сжатой зоны бетона за счет создания эффекта обоймы. При этом шаг хомутов 5 (в мм) должен быть не более: 5< (V2; 175 или 8cf5), (5.2) где Ьо — минимальное расстояние между осе- выми линиями хомутов в ядре сече- ния колонны, ограниченного хому- тами; ds — минимальный диаметр продольных стержней. Расстояние между соседними продольны- ми стержнями, охваченными хомутами, не должно превышать 200 мм. В случае проектирования зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния рекомендуется для увеличения жесткости крайних стоек, с целью обеспечения высоких значений реакции восприятия распорных уси- лий, повышающих несущую способность кон- струкций перекрытий, выполнять эти стойки в виде пилонов с объединением их на уровне перекрытий обвязочными балками. Размеры стоек могут быть определены по методике раз- дела 3.2.3 части III и Приложения 4. Места стыкования всей продольной арма- туры колонн следует располагать вразбежку. Стыкование рабочих стержней внахлестку на длине критических участков не рекомендует- ся. Её следует осуществлять сваркой с парны- ми накладками, в несъемных скобах-наклад- ках, или же с использованием механических стыковых соединений (часть II). В колоннах зданий, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обру- шения, шаг хомутов вне критических участков должен быть не более 400 мм и не более 15 ди- аметров продольной рабочей арматуры мень- шего размера. Диаметр хомутов не должен пре- вышать */4 максимального диаметра продоль- ной арматуры и не должен быть менее 6 мм. Если коэффициент армирования колон- ны более 3 %, то диаметр хомутов должен быть не менее 8 мм, а расстояние между хомутами — не менее 10 размеров минимального диаметра продольной арматуры, но не более 200 мм. Концы хомутов необходимо выполнять в виде крюка, согнутого на 135°, причем длина прямой части на головке крюка должна быть не меньше 10 диаметров хомута. Для изготовления хомутов следует использовать арматуру классов А400, А500, В500, а для продольного армирова- ния А500 (предпочтительно А500СП) и А600С. Целесообразно использование спирального поперечного армирования и хомутов, соеди- ненных контактно-точечной сваркой. Электро- дуговая сварка прихватками не допускается. 5.2 Стены Армирование монолитных железобетон- ных стен зданий осуществляют в соответствии с расчетом и конструктивными требованиями СП 63.1330.2014, приведенными в таблице 2.1 часть 2. При проектировании рекомендуется при- менять оптимальные конструктивные пара- метры стен, устанавливаемые на основе техни- ко-экономического анализа. При этом разме- ры поперечного сечения (толщину) стен реко- мендуется принимать не менее 18 см, класс бе- тона — не менее В20, коэффициент армиро- вания в любом сечении стены (включая участ- ки с нахлесточным соединением арматуры) — не более 10 %. 133
При применении высоких коэффициентов армирования сечений стен должны выполнять- ся указания норм проектирования по мини- мальным расстояниям между стержнями, при этом максимальная крупность заполнителя в бетонной смеси не должна превышать 10 мм. Стены рекомендуется армировать, как пра- вило, вертикальной и горизонтальной армату- рой, расположенной симметрично у боковых сторон стены и поперечными связями, надеж- но соединяющими как вертикальные, так и горизонтальные стержни, расположенные у противоположных боковых поверхностей стен, для предотвращения выпучивания сжа- тых стержней. Армирование торцов стен и проемов сле- дует увеличивать относительно равномерно распределяемого армирования по всей осталь- ной площади стен. Торцевые участки стен и их сопряжения в местах их пересечения следует армировать по всей высоте пересекающимися П-образными или замкнутыми хомутами, обеспечивающими требуемую анкеровку кон- цевых участков горизонтальных стержней, восприятие концентрированных горизонталь- ных усилий в узловых сопряжениях стен, а так- же предохраняющими от выпучивания верти- кальные стержни. Армирование пилонов, занимающих по своим геометрическим характеристикам промежуточное положение между стенами и колоннами, производят как для колонн или как для стен в зависимости от соотношения длины и ширины поперечного сечения пи- лонов. Вертикальная междуэтажная армату- ра в пилоне (колонне, стене) должна назна- чаться из расчета несущей способности, со- ответствующей растягивающему усилию не менее 10 кН (1 тс) на каждый квадратный метр грузовой площади этого пилона (ко- лонны, стены). Диаметр вертикальных стержней пилонов должен быть не менее 12 мм на нижнем этаже здания или на любом этаже, где длина lw попе- речного сечения стены уменьшена по сравне- нию с длиной стены нижележащего этажа бо- лее чем на одну треть высоты этажа в свету h . На всех прочих этажах диаметр вертикальных стержней должен быть не менее 10 мм. Способы стыкования продольной армату- ры несущих стен и пилонов аналогичны при- веденным в. п. 5.1 для колонн. Высоту критической области hcr над осно- ванием стены можно определить как: 134 = max[/w, Л/6]; но 21 W hs для п < 6 этажей 2/г для п>7 этажей где/*, —длина поперечного сечения стены; hw —высота стены; hs —высота этажа в свету. Основание стены определяется на уровне верха фундамента или верха подвального эта- жа с диафрагмами жесткости и стенами по пе- риметру здания. В критических областях стен (особенно про- ектируемых на сейсмические воздействия) при конструировании следует стремиться к тому, чтобы расчетная величина коэффициента пла- стичности по кривизне «К j> и соответствующее ей значение £ были в диапазоне значений ре- комендуемых условием (3.7) части III. Растянутую и сжатую арматуру, необходи- мую по расчету при внецентренном сжатии стен, следует располагать в краевых локализо- ванных зонах поперечного сечения стены, на- зываемых граничными элементами, протя- женность которых по вертикали на высоту ha критической области по горизонтали длиной /с от крайнего сжатого или растянутого волок- на не менее 0,15/w или 1,5 b* (bw — толщина по- перечного сечения стены) (рис. 5.1). Гранич- ные элементы стен должны усиливаться попе- речным косвенным армированием. Продоль- ная сжатая арматура, таким образом, предох- раняется от потери устойчивости, а бетон по- лучает возможность достижения деформаций Чт - V=<),035. Толщина ^локализованных ча- стей стены (граничные элементы) должна Рисунок 5.1 — Армирование локализованных граничных элементов стены (наверху: деформа- ции при предельной кривизне; внизу: поперечное сечение стены)
быть не менее 200 мм. Если длина /с больше 2bw и 0,2/w, то bw должен быть не менее Л5/10 (рис. 5.2а). Если /с не превышает 2bw и 0,2ZW, то bw должен быть не менее hs/l5 (рис. 5.26). В любом случае длина граничного элемен- та должна удовлетворять условию ^с~ ^nw/o’ Г® ^min и ^max (3'2'2’ ч- Ш); ~ ПО рис. 5.1. Не требуется образование локализованных граничных элементов у конца стены с боль- шим поперечным выступом с толщиной b^hj 15 и шириной lf>h/5 (рис. 5.2в). L>2bw, 0,2Zh *---------4 в lc<2bw, Qj2h bf >h.J15 Рисунок 5.2 — Минимальные размеры локализо- ванных граничных элементов Вертикальные стержни граничных элемен- тов должны быть охвачены поперечной (коль- цевой, спиральной) арматурой диаметром не менее 6 мм или l/3ds с шагом не более 100 мм или %dg. Остальная часть стен армируется в соответ- ствии с требованиями, изложенными выше, и в разделе 3. должна быть непрерывной и стыковаться в соответствии с требованиями норм проекти- рования и положениями настоящего издания. Общее количество верхней и нижней продоль- ной арматуры в плите перекрытия (покрытия) следует устанавливать по расчету в соответ- ствии с действующими усилиями. Для регулярных и нерегулярных конструк- тивных систем рекомендуется устанавливать нижнюю арматуру одинаковой по всей площа- ди рассматриваемой конструкции в соответ- ствии с максимальными значениями усилий в пролете плиты; основную (полевую) верхнюю арматуру принимать такой же, как и нижнюю, а у колонн и стен устанавливать дополнитель- ную верхнюю арматуру, которая в сумме с ос- новной должна воспринимать опорные усилия в плите. При расчете прочности нормального сече- ния плиты безригельных бескапительных пе- рекрытий на действие суммарных изгибающих моментов от всех видов нагрузок расчетную ширину сжатой зоны бетона над опорой сле- дует принимать не более 3-х кратной ширины колонн. На этой расчетной ширине в каждом осе- вом направлении должно быть размещено не менее 50 % общего количества продольной ра- бочей арматуры плиты, приходящейся на ши- рину одного пролета, причем не менее 10 % площади всей рабочей арматуры, размещен- ной на указанной расчетной ширине плиты, необходимо пропустить сквозь тело колонны. Обрыв нижней арматуры в опорной зоне пли- ты не допускается. Площадь нижней армату- ры должна быть не менее 1/2 верхней арматуры. Целесообразно, особенно для сейсмостой- ких конструкций, в продольном и поперечном осевых направлениях на расчетной ширине плиты перекрытия располагать часть продоль- ной арматуры в виде вязаных или сварных встроенных балочных каркасов (рис. 5.3) с ша- гом продольной арматуры не более 300 мм и поперечным армированием в виде четырехвет- 5.3 Перекрытия Безбалочные перекрытия Площадь сечения горизонтальной армату- ры (как продольной, так и поперечной) в же- лезобетонных безбалочных перекрытиях и по- крытиях должна составлять не менее 0,25 % площади сечения бетона. Указанная арматура Рисунок 5.3 — Конструирование встроенной балки плиты перекрытия (покрытия) 135
вевых хомутов диаметром не менее 8 мм, изго- товленных из стержней классов А400, А500, В400, В500. В области шириной от края колон- ны наружу, равной не менее 2,5-кратной тол- щины перекрытия (Л), хомуты ставятся с ша- гом Л/3, в остальных областях шаг хомутов не более 300 мм. Рекомендуется не менее 30 % всей продоль- ной арматуры плиты устанавливать в форме групп протяженных сварных неразрезных кар- касов, плоских вертикальных или простран- ственных прямоугольного или треугольного сечения. Такие каркасы в обоих осевых на- правлениях следует сосредотачивать в составе полос усиленного армирования над колонна- ми, где не менее двух плоских каркасов или двух вертикальных (боковых) сеток, составля- ющих пространственный каркас, должны быть пропущены сквозь тело колонны, а также в со- ставе арматуры, проходящей через срединные участки пролетов плиты. Непрерывность этих каркасов в пределах общих габаритов перекры- тия должна быть обеспечена стыковыми свар- ными или механическими соединениями про- дольных стержней каркасов. Эти сварные со- единения следует располагать в зонах мини- мальных изгибающих моментов по соответству- ющим осевым направлениям, их прочность должна быть не ниже нормативного сопротив- ления стыкуемых стержней (см. Приложение 5). Технологические отверстия в перекрытиях следует располагать вне надопорной расчетной ширины плиты с замещением по краям отвер- стий перерезаемой этими отверстиями арма- туры дополнительными стержнями с необхо- димой длиной их анкеровки в бетоне. Наиболее рациональным для предотвра- щения прогрессирующего обрушения безба- лочных перекрытий является использование для их усиления капителей колонн (пилонов). Это конструктивное решение позволяет в при- опорных зонах перекрытий за счет увеличения плеча внутренней пары сил (сжатого бетона и растянутой арматуры) увеличить их несущую способность по изгибаемому моменту и пере- резывающей силе, а также при продавливании. Применение распластанных капителей ко- лонн с вылетом до тия дает возможность значительно увеличить её пролет при соблюдении требований СНиП по трещиностойкости и деформативности. Капители позволяют снизить надопорное ар- мирование или же при его сохранении умень- шить расчетную предельную (£тах) относи- 136 4 пролета плиты церекры- тельную высоту сжатой зоны бетона. Это яв- ляется необходимым для обеспечения пласти- ческой работы приопорных зон перекрытий, перераспределения усилий и диссипации (рас- сеяния) энергии, в том числе, и при кратков- ременном динамическом нагружении, а сле- довательно, для противостояния развитию процесса прогрессирующего обрушения (При- ложение 4). В приопорных зонах изгибаемых балочных железобетонных элементов не рекомендуется обрывать в пролете рабочую (расчетную) ар- матуру, применяемую в составе вязаных сеток и каркасов. В целях экономии в пределах пролета пли- ты перекрытия (покрытия) может быть допу- щен обрыв части (не более 50 %) рабочей ар- матуры. Но в этом случае необходимо предус- мотреть усиленную дополнительную анкеров- ку концов обрываемых стержней путем при- варки к ним на расчетной длине 1ап, заводимой за место возможного теоретического обрыва стержней, не менее двух поперечных стержней конструктивной (распределительной) армату- ры, или же посредством устройства на рабо- чих стержнях отгибов (лапок) согласно норма- тивно установленным конструктивным требо- ваниям. Балочные перекрытия Балочные железобетонные перекрытия наиболее надежны для восприятия действия любых, в том числе и аварийных нагрузок.По- этому их применяют практически во всех от- ветственных зданиях и сооружениях. Эксцентриситет оси балки относительно оси колонн не должен превышать Z>c/4, где Ьс — наибольший размер поперечного сечения ко- лонны, перпендикулярный продольной оси балки. Для обеспечения благоприятного влияния усилия сжатия в колонне на сцепление конце- вых участков горизонтальных стержней балки, проходящих через стык балки с колонной, ширина bw балки должна удовлетворять выра- жению: < min{Ac+/iK.; 2Z>C}, где hw — высота балки. Верхняя арматура в концевых (приопор- ных) поперечных сечениях основных несущих (главных) балок с Т или Г - образным сечени- ем должна укладываться, в основном, в пре- делах ширины стенки балки. Только часть этой
арматуры может укладываться вне этих преде- лов, но в пределах рабочей ширины полки beff. Рабочая ширина полки Ье# может прини- маться следующим образом: а) для главных балок, соединяющихся с наружными колоннами, рабочая ширина пол- ки ^принимается равной: - при отсутствии поперечной балки, рав- ной ширине Ьс колонны (рис. 5.4в); - при наличии поперечной балки аналогич- ной высоты — равной ширине Ьс, увеличенной на 2hx с каждой стороны (рис. 5.4а); б) для главных балок, соединяющихся с внут- ренними колоннами, вышеуказанная ширина может быть увеличена на 2Zzj или 4At с каждой стороны балки (рис. 5.4г и 5.46) в зависимости от отсутствия или наличия поперечной балки. Участки балок, отстоящие на расстоянии /cr=Aw (Aw — высота балки) от концевого попе- речного сечения, где балки входят в узел со- единения балки с колонной, а также с обеих сторон любого поперечного сечения с макси- мальным изгибающим моментом, должны считаться критическими. В балках, поддерживающих вертикальные элементы (стены, стойки), участки длиной 2AW с каждой стороны опертого вертикального эле- мента должны считаться критическими обла- стями. В критических областях балок при конст- руировании геометрических параметров сече- ний и их армировании следует стремиться к выполнению условия (3.7) в части III. В критических областях главных балок дол- жны предусматриваться арматурные хомуты, удовлетворяющие следующим условиям: а) диаметр dsl арматурных хомутов (в мм) должен быть не менее 6; б) шаг арматурных хомутов s (в мм) не дол- жен превышать: 5 = min{A /4; 24J225; 8J}, ГУ JI 3 где ds — минимальный диаметр продольного стержня (в мм); hw— высота балки (в мм); с) первый хомут должен располагаться не далее 50 мм от концевого сечения балки (см. рис. 5.5). Рисунок 5,4 — Рабочая ширина полки Ье& балок, соединяющихся с колоннами Рисунок 5.5— Поперечная арматура в критических областях балок 137
При конструировании поперечного арми- рования железобетонных балок со свободным опирании на крайние опоры целесообразно предусмотреть расположение не менее двух замкнутых хомутов в заопорной зоне из арма- туры периодического профиля диаметром не менее 8 мм. При использовании продольной арматуры класса А500СП минимальную дли- ну анкеровки как и длину запуска растянутых стержней за внутреннюю грань свободной опоры допустимо принимать равной 10J вме- сто 15tZ, как это требуется по СП 63.13330.2012. 5.4 Конструирование армирования узлов сопряжения плит, балок и колонн (пилонов) Конструирование армирования участков опирания плит перекрытий на колонны (пи- лоны) можно решать по аналогии с рис. 4.30а, плит покрытий — с рис. 5.6. В узлах пересечения балок следует уста- навливать дополнительную поперечную ар- матуру (для восприятия реакции от второ- степенной балки). В главной балке эту ар- матуру следует устанавливать на ширине b+2h, где b и h — ширина и высота второ- степенной балки, во второстепенной балке — на участке шириной Л/3. Арматуру сле- дует устанавливать в виде хомутов, охваты- вающих продольную арматуру, — дополни- тельно к арматуре, требуемой по расчету на- клонных или пространственных сечений (рис. 5.7). Конструирование узлов сопряжения балок с колоннами следует производить в соответ- ствии с рис. 5.8. При этом необходимо предус- мотреть поперечную арматуру в виде замкну- тых хомутов или П-образных деталей в зоне анкеровки рабочей арматуры балки. Рисунок 5.6— Конструирование армирования участка опирания плиты перекрытия (покрытия на колонну (пилон, стену): а — с капителями; б — без капителей Рисунок 5.7— Размещение опорной арматуры в зоне пересечения двух балок 138
П-образные детали Рисунок 5.8— Узлы сочленения балок с колоннами; а — при расположении растянутой зоны у верхней грани балки; б — при расположении растянутой зоны у нижней грани балки 139
ПРИЛОЖЕНИЕ 2 ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Раздел 1 Фундаменты Э А1 । 32шт. 1 А1 44шт. д и 11 11 Б фрагмент 1 2000 2000 41 22шт. А1 53шт. 1920 1840 1570 А1 40шт. фрагмент 2 А1 23шт. А1 23шт. 1500 2900 140 фрагмент 3 Б10г 1440 3300 3600 22600 2 5 Рисунок 2.1 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Опалубка, схема расположения выпусков 140
2900 1500 3300 3600 22600 Рисунок 2.2 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование 141
шаг 300 Рисунок 2,3 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 142
фрагмент 1 фрагмент 2 фрагмент 3 А-А Рисунок 2.4 — Фрагменты расположения выпусков арматуры под несущие стены (см. рис. 2.1) 143
Разрез 1-1 ^ПЛ Qnn каркас К-1 10 50 300x8=2400 2500 Рисунок 2.5 — Армирование фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Разрез 1—1, каркас К-1 (см. рис. 2.1)
Рисунок 2.6 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Опалубка
Рисунок 2.7 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Разрез 1—1 (см. рис. 2.6)
5000 5000 7500 5000 Рисунок 2.8— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование 147
ок 2.9 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армировани л
1500 -% 1200 д 4 шагЖ 1000 <о Деталь 2 (установка выпусков) Деталь 1а (установка выпусков) Деталь 10 (установи выпусков) Деталь 2 (установи выпусков) Узел 1 (установи ирисов) § ▼— г Деталь 1 (установи выпусков) 8: 1500 7500 5000 1500 1400 Узел 1 (установи ирисов) Деталь 2а (установка вьтуоюв) Узел 1 (установи Деталь 3 (установи выпусков) Узел 1 (установи поз. 77 шагШ (установка каркасов) Деталь 6 (установи выпусков) Узел 1 (установка Деталь 5 (установи выпусков) Деталь? (установи выпусков) каркасы КР шаЗЗЙГ УзелЗ (установка ж УзегЗ (установи ирисов) ПРХ шаг Деталь 6 (установка выпусков) Узел 1 (установи ирисов) Деталь 5 (установи выпусков) /111к Л 1010 УэелЗ (установи каркасов) Узел 1 каркасов) Деталь 5 (установи выпусков) Рисунок 2.10 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Расположение каркасов, выпусков из плиты 149
Узел 1 ос» юли** Каркас КР Узел 2 Каркас КР1 ОСЫЮЛСЖИИ 200, 10? .200 1 Ь-1 «I *“1 г Узел 3 Каркас КР2 Каркас КРЗ Рисунок 2.11 — Каркасы фундаментной плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) 150
woo 1500 1500 4050 1900 Z5QQ Деталь 6 500 fit Рисунок2.12 — Армирование фундаментной плиты здания каркасной схемы. Разрез 3—3 (см. рис. 2.9). Расположение выпусков под колонны с учетом изменения сечения по высоте
Деталь 2а 300 300 5С ----W- 400 Рисунок2.13 — Детали арматурных выпусков под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) условно не показана 152
Деталь 10 ПОЗ-67 поз.68 ПО3.66 Q*t 9ПЛ 9ПЛ 9ЛЛ 1400 300 арматура плиты условно не показана 300 J 00^95 ПО3.69 поз.68 1000 L 300 Рисунок 2.14 — Детали арматурных выпусков из фундаментной плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) 153
И #22А500СД «ы200 Ж Ц22А500Са «в£00 #22 ASOOOl «U200 ТА Stiff м 11мы200 Рисунок 2.15— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, первый слой #22А500СП А22А500СП «м200 022А5ООСЯ шЖ #22 А5ЖП, «ы200 022А5ООСЦ МО1200 5СЮСГ1 «шЮ 022А5ООСЯ «01200 ’ 022А5ООО1 022А5ЖЛ, «ах2ОО 50Ю1Ш1Ж «О1200 иаОрчыйвоЬмфцмаО 022А5ООО1 шоа200 У 22А5ООСП «О1200 #22А500СЦ «м200 Р22А500СП га2М 22А5ООСЦ wuZOO 22 А500СП «м200 022А5ШЛ ш200 22А500СП шы200 #22А50001 ш«200 22А500СЦ «U200 022А5ШЛ ш200 154
Рисунок 2.16 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, второй слой 155
«1200 <20А500СЦ «1200 <20А500СЛ. мШОО 500СП. «1200 02ОА5ООСЯ «1200 <2tASOOOL «1200 120А500СГ1 «1200 О28А500СП. «1200 <20A5000l М1200 <20А500СП, «1200 <20X50001, «1200 02OA5OOOL мх<200 02ВА5ООСП, Ш1200 028А5ООСП. «1200 И * <20А500СЛ, «1200 «2X50001 «1200 УсоОомммО «6 шмитй 02OA5OOCR «1200 <20X50001 «1200 <20X50001 «1200 <21X50001, ш200 20А500СЛ. Ш1200 <20А50001 ш200 И20А500СП. «1200 Рисунок 2.17 ~ Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, третий слой 156
Рисунок 2.18 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование, первый слой 157
Рисунок 2.19 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование, второй слой 158
011 Al, jn 200x200 8 8 0МА1.ячЮМОО 0HAL ЯЧ2МХ200 Рисунок 2.20 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Поперечное армирование 0MAL яч 200x200 0M AL яч 200x200 0UAI. яч 200x200 0МА1. яч 200x200 0 К AL яч 200x200 5£SC 0 К Al. яч 200x200 0UAL *4 200x200 0UAI, яч 200x200 Усадочный xwOaupiteu 0MAI, *ч 200x200 0U Al, ям 200x200 8 0KAL ям 200x200 0UAL яч 200x200 0UAL яч 200x200 159
Рисунок2.21 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Выпуски 160
Пример выпиской арматурных стержней из фундаментной плиты Аля колонны 4G 3x400 Пример выпиской аоматирных стержней из фундаментной плиты Аля колонны 800x800 Припер выпиской а она тарных стержней из Фундаментной плиты для колонны 500x500 (700x700) Пример выпиской аоматирных стержней из Фундаментной плиты для колонны 600x600 1 022А5ООСП 2 «г*«№00 Рисунок 2.22 — Примеры расположения выпусков из фундаментной плиты под колонны 161
30 соединительный стержень из 022А5ООСП L=1250, шаг 20$ пунктирная линия- поддерживающий каркас КП-1 показан условно, раскладку см . л? 10 Узел армирования фундаментной плиты Бетон В25 сварка huiB=8. L=200 сварка Ьшв=8. L=200 подготовка толщ 100мм т бетона В12,5 арматура первого слоя верхней эоны 022А5ООСК шаг 200 арматура второго слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200 арматура второго слоя нижней эоны 022А5ООСП. шаг 200 V , „ - - \ 2слоя рубероида на оитумнои мастике арматура первого слоя нижней зоны (антикоррозийная зашита) 022А5ООСП. шаг 200 Узел усиленного армирования нижней зоны фундаментной плиты арматурой 028А5ООСП арматура второго слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200 поперечные стержни из 014А1, с яч 106x100; 200x200мм (см. схему на л. 14) в местах не показанных на схемах поперечные стержни из 014А1 с яч 600x600мм подготовка толщ 100мм из бетона В12,5 Бетон В25 арматура первого слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200------------ арматура третьего слоя нижней зоны 02М5ЙОСП шаг 200 (сдвижка между стержнями 028А5ООСП треьего слоя нижней зоны и стержнями 022А5ООСП первого слоя нижней зоны 100мм в атаме) 2слоя рубероида на битумной мастике (антикоррозийная защита) арматура второго сдоя нижней зоны арматура первого слоя нижней зоны Й22А300СП. шаг УбО+02ЙА>ЙбСП. шаг 200 022А5ООСП. шаг 200 (шаг между стержнями 022А5ООСП и 028А5ООСП 100мм) Рисунок 2.23 — Узлы армирования фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.15-5-2.20) 162
Рисунок 2.24 — Фрагмент фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов. Опалубка 163
1-1 Рисунок2.25 — Элементы фундаментной плиты со свайным основанием, армирование ленточных фундаментов. Разрезы 1—1...3—3 (опалубка). Узел 1 (см. рис. 2.4) 164
2-2 2500 Рисунок 2.26 — Армирование фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов. Разрезы 1—1..3—3 165
Рисунок 2.27 — Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите
арматура стен и колонн Выпуск - полоса 40x4 приварить к полосе заземляющего контура и токоотводу Заземляющий замкнутый контур из полосы — 40 х 4 диаметр 12 арматура фундамента Фундаментная плита Соединение полосы 40x4 с токоотводом и скобой Г — 1 выполнять ручной дуговой сваркой по ГОСТ 14098—85. Примечания 1. Токоотводы Т1—Т8, П1—П6 выполняются из полосы 40x4 и устанавливаются в теле колонн и стен. Стыкование элементов полосы — 40x4 токоотводов выполняется с помощью нахлесточного соединения длиной 50 мм и приварки двойными торцевыми швами длиной 40 мм (Ьш — 6 мм). Токоотводы Т1—Т8 соединяются в кровле с молниеприемником, а также с полосой — 40x4, проложенной по контуру фундаментной плиты в уровне нижней и верхней арматуры. 2. В качестве заземлителя используется полоса — 40x4 по замкнутому контуру в уровне нижней и верхней арматуры фундаментной плиты (верхний и нижний уровень полосы — 40x4 соединяется скобой (Г — 6) в точках Т1 — Т8, П1 — П6). Условные обозначения — полоса — 40x4, проложенная по замкнутому контуру в уровне нижней и верхней арматуры фундаментной плиты. — места опусков токоотводов (полоса — 40x4), соединяющие контур заземления с молниеприемником. — места опусков токоотводов (полоса — 40x4), соединяющие контур заземления с контуром элекгрощитовой (ИТП, машинного помещения). Рисунок 2.28— Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите. Разрез 1—1 167
Раздел 2. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЦОКОЛЬНОГО ЭТАЖА фрагмент А 1500 2900 3300 .. 3600 22( 00 Рисунок 2.29 — Схема расположения стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 168
1-1 2-2 3=3 Спецификация к схеме расположения стен нижнего технического этажа № п.п. Обозначение Наименование Количество, шт. Масса единицы, кг Масса общая, кг Бетон В25, м3 130 ТУ 14-1-5526-2006 012 А500СП £п.м = 6500 5772 016 А500 СП L = 3970 2620 6,3 16506 2 016 А500 СП L = 3350 1270 5,3 6730 3 012 А500 СП L = 1050 750 1,0 750 4 012 А500 СП L = 1000 180 0,9 162 5 012 А500 СП £ = 1170 630 1,1 690 6 ГОСТ 5781-82 06 A-I £ = 280 3000 0,1 300 7 016 А500СП L = 2540 70 4,6 322 8 012 А500СП L = 1000 180 0,9 162 Рисунок 2.30 — Армирование стен цокольного этажа. Разрезы 1 — 1...3—3 (см. рис. 2.29) Б — узел опирания подземных стен гаража выше глубины промерзания грунта 169
Опалубка -0.280 Армирование Рисунок 2.31 — Пример развертки стены цокольного этажа с дверными проемами по оси «6» в осях «Л» — «Р» 170
-0.280 Армирование 4200 Рисунок 2,32 — Пример развертки стены цокольного этажа с технологическими отверстиями по оси «11» в осях «Е»—«В» 171
Рисунок 2.33 — Узлы армирования стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.29, зеркально) 172
Зона «С» Зона «F» »s______ Рисунок 2.34 — Армирование стен жесткости цокольного этажа (см. рис. 2.15) 173
Колонна К5, К5-1 Колонна Кб, К6-1, К6-2 2-2 Рисунок 2,35 — Армирование колонн цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы 174
ок 2.36 — Армирование пилона цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2. выпуски из плиты
900 450 900 450
Раздел 3 ПЕРЕКРЫТИЯ ЦОКОЛЬНОГО ЭТАЖА 1830 3300 L 3600 22600 Фрагмент 1 -0.080 20 циу дан опирание элеумнжоб консжмщш наружных смей 450 JM450 JM450 JM450 L Рисунок 2.37 — Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.1). Опалубка вкладыши______ минераловатные плиты М150 вкладыши минераловатные плиты М150 176
А -0,500 1 (гнуть по месту) шаг 600 1 (гнуть по месту) I шаг 600 шаг 300 1 (пнуть по месту) шаг 600 1 (гнут > по месту) ц аг 600 фрагмент А О -0,080 фрагмент 1 250^51 1 (гнуть по мёсту) шаг 600 1500 2900 3300 3600 22600 5 Рисунок 2.38 — Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование 177
Рисунок 2.38а —Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.1). Опалубка Вариант с использованием теплоизоляционных элементов Schoeck Isokorb. Тип ОХТ 178
Фрагмент 1 (к рис 2.37) а Рисунок2.386 —Армирование плиты перекрытия цокольного этажа. Вариант с использованием теплоизо- ляционных элементов Schoeck Isokorb 179
Фрагмент 1 150 50 90 90 100В.Н шаг 100 шаг 600 шаг 70 поперечная арматура поля плиты перекрытия условно не показана 7В шаг 300 шаг 70 100В.Н шаг 300 рабочая арматура стены «и Рисунок 2.39 — Фрагмент армирования перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.38) 180
шаг 300 2900________z 3300 ------------х------------- Рисунок 2.40— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 181
1-1 100 3-3 Рисунок 2.41 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа. Разрезы 1—1,2—2, 3—3 (см. рис. 2.40) 182
Рисунок 2.42 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка 183
V//M4 '/Л Рисунок 2.43 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование 184
№ о IM I Рисунок 2.44 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование 185
Рисунок 2.45 — Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка 186
«мм арматуры IX «мм арм*урм *50 Рисунок 2.46— Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование 187
Рисунок 2,47— Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование 7500_____________________р_____________5000 5600 п©> И, 16,17, S3, аз ШМ200 1900
□01.16,19.20.53,13 шягЗОО 000 16.19,20.55,13 м^ЗОО под. 19,20,21.22.23.82,83 швг200 о« ♦< ггг^ ve'r хои оог-*^ se'crn г г 'i raiwi'i оог*« гг'а'в'сгои
4-4 „ 200 280 4*д* Фрагмент 1 Рисунок 2.48 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Разрезы 1—1, 3—3,4—4 (см. рис. 2.47) 189
Л. -л Рисунок 2,49 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Схема расположения каркасов под колонны (см. рис. 2.46) 190
Раздел 4 ВЕРТИКАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ТИПОВОГО ЭТАЖА 1500 900 у00 Б 2900 1500 3300 3600 22(00 2 900 500 1400 проем 900x2180(h) 00 Рисунок 2.50 — Схема расположения стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 191
1 2 в шахматном порядке Рисунок 2.51 — Узлы армирования стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 192
Рисунок 2.52 — Армирование стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 193
C - 6 (6=250) C - 6 (6=250) C - 4 (6=200) шаг 200 Верх перекрытияф Нмз пёрехрытияф 4 010 A III 4 010 A III 8 010 A III 4 010 A III шаг 200 50 50. т 600 до 900 mn 500 8 016 A III Верх a—a перекрытм^ 50 500 C - 4 (6=200) шаг 200 C - 6 (6=250) C - 4 (6=200) шаг 200 С - 6 (6=250) С *4 (6=200) шаг 200 500 X Огм верха перекрыпяф Армирование перекрытия Рисунок 2.53 — Вариант усиления дверного проема и отверстий в стенах. Сечение а—а 194
Рисунок 2.54 — Схема расположения стен, колонн, пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 195
Рисунок 2,55 — Армирование стен, колонн, пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 196
Рисунок 2.56 — Армирование стен и колонн лифтового узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 197
Рисунок 2.57 — Армирование стен и колонн лестничного узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 198
Арматура перекрытия Арматура перекрытия 500 500 шаг вбОх 010 АШ шаг 200 Выпуски too арматуры > Арматура перекрытия ащ. слой Верх перефышя^ слой 012 АШ шаг 200 5< О 20 слой перефытмя^ 01Q AIII шаг 200 лерёфйтй^ Арматура перекрытия Выпуски арматуры шаг 600___ |адй»атном 20 33111 слом 012 AIII шаг 200 Верх перефытия^, 20 33111 слой 20 защ слой Выпуски too 01Q АШ шаг 200 шаг 60 „ в шахматном • . порядке I 012 AIII шаг 200 -------r 100 арматуры : Арматура перекрытия см комплект чертежей КР 016 AIII 20 Арматура перекрытия шаг 200 010 AHI Выпуски арматуры 012 AIII шаг 200 Арматура перекрытия шаг 200 010 А>Н лесвконтш! 010 АШ шаг 200 шаг адат*** СЛОЙ слой 100 Рисунок 2.58— Варианты армирования монолитных несущих стен здания. Сечения 1 — 1...4—4 199
Армирование колонн К1, КЗ Армирование колонн К2, К4 1200 036 А500СП б(для К1) в(для КЗ) 200 200 НИЗ ПЛИТЫ ^дерекрытия выпуски арматуры верх плиты ерекрытия хомуты_____ 010 A-I/300 поз. 2 К1 б-б _1__________ 22036А5ООСП 3___________ 01OA-I/ш.300 4 хомуты____ 01OA-I/ш.300 2 хомуты_____ 01OA-I/U1.3OO 403 4 6С 3 60 поз. 5 036 А500СП верх плиты хомуты_____ 010 А-1/300 низ плиты ^ререкрытия 250 е(для К4) выпуски арматуры К2 поз. 7 Рисунок 2.59— Варианты армирования колонн типового этажа 200
(W QQ6 L______________________________ (W 0021 OSi.2 Армирование колонн K5, Кб Армирование колонн К01 К01 К5 поз. 12 а—а 602ОА5ООСП 200 хомуты 01ОА-1/Ш.ЗОО хомуты ОЮА-1/ш.ЗОП Кб Рисунок 2.60 — Варианты армирования колонн типового этажа 201
Арматура перекрытия банка перехода Б-1 верх перекрытия низ перекрытия 1 2I 4016 А-Ш 1=2280 С-5 uiai 250 14025 A-l II 1=4300 Выпуски арматуры 1-1 верх перекрытия 3 Арматура перекрытия С-2 Рисунок 2,61 — Пример армирования пилона здания. Разрезы 1 — 1 ...3—3 202
200 1150 тов стены 025 A500C Арматура перекрытия торен стены 025 А500С торен стены верх_____ перекрытия Ф верх______ перекрытия..^ низ перекрытия выпуску арматуры 1150 900 1350 Арматура перекрытия 012 А500С шаг 200 08 А5 шаг 200 012 А500С шаг 200 08 А500С шаг 200 100 150 торен стены Рисунок2.62 — Пример армирования стены, переходящей в пилон 203
Раздел 5 ПЕРЕКРЫТИЯ ТИПОВОГО ЭТАЖА Рисунок 2.63 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Опалубка 204
221ЮО 3900 4400 3000 I фрагмент 1.1 101 фрагмент 3.3 101 шаг 600 10 шаг Рисунок 2.64— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование п н Л И шаг 600 шаг 300 шаг 600 1С шаг 101 шаг 600 10 фра гмент 2.2 аг 600 1000 2___ аг 300 100 шаг 600 101 шаг 600 101 шаг 600 шаг 300 п 41П ______фрагмент 5.5_______ (только для плиты покрытия I | и над 14-ым этажом) 205
22G00 4400 3000 3900 Рисунок 2,65 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 206
Фрагмент 1.1 (фрагмент 2.2) Рисунок 2.66 — Фрагмент армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65) 207
Фрагмент 3.3 150 шаг 100 100Н.101В 100 100Н.В 100Н,101В шаг 600 2 шаг 300 450 шаг 50 100В.Н шаг 300 6 шаг 50 5 шаг 150 5___ шаг 150 I . поперечная арматура поля плиты перекрытия условно не показана 150 Рисунок2.67— Фрагмент армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65) 208
Фрагмент 5 (для перекрытия над 14-м эт.) Фрагмент 5.5 (для плиты покрытия) Фрагмент 6.6 лестничный Рисунок 2.68 — Фрагменты армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65; 2.66) 209
2-2 1-1 (3-3) Рисунок 2.69 — Армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Разрезы 1 — 1...7—7 (см. рис. 2.64; 2.65; 2.67) 210
Рисунок 2.69а — Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несу- щими стенами. Разрезы 1—1...7—7 (см. рис. 2.64, 2.65, 2.67). Вариант применени элементов теплоизоляции Schoeck Isokorb 211
8-8 10-10 9-9 Спецификация к схеме армирования перекрытия типового этажа и плиты покрытия. Марка поз. Обозначение Наименование Кол., шт. Масса ед., кг Масса общ., кг Примечание 100 ТУ 14-1-5526-2006 012 А500СП, п.м 4300 3820 101 016 А500СП, п.м 400 630 7 012А5ООСП £ = 950 70 0,85 60 8 012 А500СП L = 320 320 1,8 570 10 016А5ООСП £ = 2100 50 3,3 165 Рисунок 2.70 — Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущи- ми стенами. Разрезы 8—8...12—12. Пример спецификации (см. рис. 2.64; 2.65) 212
г 1М9МШШЛМ11 £ •***•*♦*, г н» !9П И<0 § эЗ м Рисунок 2.71 — Схема расположения плиты перекрытия и балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 213
А1.403 (20/50) А1.4ОЗ (20/50) 3-3 РАЯРЕЗ Al .409 (20/50) Al.404 (20/50) 3-3 PA3P 2JQt j»4 ДНИ I ?joe 7Ж net * . Al.407 (20/50) flint I -w им © Al .411 (30/50) (?) • • Рисунок 2.72 — Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.71) 16-16 РАЗРЕЗ 214
11-11 РАЗРЕЗ А1.422 (30/50) 30 ЮС50 f ^«L-ПЯ &U&±rSI t I 12-е I »:эо ’ L А1.421 (30/50) 11-41 Ж1 30 * I жх| ш 11W А1.423 (30/50) tl-d А1.424 (30/50) А1.418 (25/50 А1.414 (25/50 17-1? РАЗРЕЗ к 2 200 а W 73® «090 ft»** I 4«S0 <»««* I «0» фин L "375 «ео Рисунок 2.73 — Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.71) 215
(•Ь Рисунок2.74— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Совмещенный план нижнего и верхнего армирования 216
Рисунок 2.75 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Дополнительное армирование обрамления отверстий 217
1<ЮЛ 1AM 1AM Рисунок 2.76 — Вариант контурного армирования железобетонной плиты здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 218
анкеровать на опоре с помощью Г - 43 250 10050 50 Г-91 2 025 А500С 1=7650(7800) анкеровать на опоре с помощью Г - 43 50 ЭД со СО 016 А500С 1=7500(7700) 012 А500С ш.300 025 А500С 1=7800(8000 анкеровать на опоре с помощью Г - 43 016 А500С 1=7500(7700) Г -92 шаг 200 анкеровать на опоре с помощью Г - 43 шаг 200 Г-36 ш.300 связать с армату перекрытия 025 А500С 1=7650(7800) анкеровать на опоре с помощью Г - 43 025 А500С 1=7800(8000) К-2 Г-62 Монолитная стена см. КЖ6 лист 39 012 А500С ш.300 Г - 36 ш.300 связать с ар перекрытия 50 90 150 520 3025 А500С 1=5600 К-1 2 шт. 65 Монолитная стена см. КЖ6 лист 39 5?П Ж Рисунок 2.77 — Варианты армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Разрезы 1—1...6—6 (см. рис. 2.76) 219
8-8 016 А500С 1=7600 завести за грань опор на 700 мм 6565 012 016 А500С 1=5900 анкеровать на опоре с при помощи Г - 87 ш.300 016 А500С 1=6600 шаг 200 Г-89 устанавить с учетом 016 А500С 1=7600 завести за грань опор на 700 мм 016 А500С 1=6600 16 А500С 1=5200 100 016 А500С 1=5900 анкеровать на опоре g при помощи Г - 87 012 ш.300 Г >89 шаг 200 1001 :—11 9-9 Г-87 016 А500С 1=5900 К-2 90 016 А500С 1=6600 016 А500С 1=5200 016 А500С 1=1100 анкерующий стержень 016 А500С 1=7600 завести за грань опоры на 700 мм К-1 2 шт. 30 анкеровать на опорепри помощи Г - 87 012 А500С ш.300 150 130 10С 10-10 <Г - 36 ш.300 саюать с арматурой перекрытия Г-89 шаг200 016 А500С 1=7600 Разрез 11—11 Рисунок 2.78 — Варианты армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструк- тивной схемы. Разрезы 7—7... 11—11 (см. рис. 2.76) 220
Схема опалубки перекрытия типового этажа. h=30 Схема верхнего армирования перекрытия типового этажа. Схема нижнего армирования перекрытия типового этажа. Схема армирования контурных балок, выпусков для стен и балконов типового этажа. (2 шт) Рисунок 2.79 — Фрагменты опалубки и армирования перекрытия типового этажа 221
г-м Узел 3 Рисунок 2.80 — Узлы армирования перекрытия типового этажа 222
Фрагмент А Рисунок 2.80а — Узлы армирования перекрытия типового этажа. Вариант применения элементов тепло- изоляции Schoeck Isokorb. Конструкция подбирается в зависимости от нагрузки балкона (использовать рекомендации НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 223
A—A В-В Рисунок 2.81 — Узлы армирования перекрытия типового этажа. Пример армирования сварными каркасами (см. рис. 2.80) 224
Раздел 6 БАЛКИ Балка по оси 18 между осями Э-Т 7-7 9-9 Рисунок2.82 — Армирование балки перекрытия жилого здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.42)
Рисунок2.83 — Фрагмент расположения системы балок здания каркасной конструктивной схемы. Опалубка, армирование 226
Арматура перекрытия см. комплект 2025 АШ 50 1=7150 1=6500 1=1800 4025 AIII 1=7150 30X3 2050 2050 1=6500 7360 10 АШ шаг 150 10 АШ 4025 АШ шаг 150 010 AIII 010 AIII 2025 AIII 1=1800 +263211 tmt - 10 АШ шаг 100 Армирование колонн и конструкция_______ консоли - см. комплект стен и колонн - 10 АШ шаг 100 Армирование колонн и конструкция_______ консоли • см. комплект стен и колони *26.630 *26.140 2010 АШ 1=6500 рматура перекрытия м. комплект КЖ 14 4025 АШ 1=7150 20 10 AIII i=>ibo +26.320 поз. 2 шаг 150 И0 150 поз. 1 шаг 300- в шахматном порядке 4025 AIII 1=6500 *25.830 *26.630 *26.14(2010 AIII рматура перекрытия м. комплект КЖ 14 4025 AIII 1=7150 20 10 AIII 1=7150 *26.320 ПО3- шаг 150 ПОЗ. 1 шаг 300» - в шахматном порядив поз. 4 отгибы 4025 АШ 1=6500 *25.830 20 2 Рисунок2.84 — Армирование балки Б1 переходной части между отдельными зданиями. Разрезы 1—1, 2—2
20 25 AIII приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 к=6ГОСТ 14096-85 4025 АШ 1=7150 2025 AIII 1=1600 поз. 3 отгибы 2016 AIII приварить к 0 16 Alli з.д. М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами I =160 h=6 ГОСТ 14096-85 0 10 AIII приварить втавр к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная h =6 ГОСТ 1409885 42C 20 М-4 2025 AIII приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 20 слои поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке поз. 2 шаг 100 на опоре поз. 3 отгибы 2016 AIII поз. 4 1=2100 поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке h=6 ГОСТ 1409685 4025 AIII 1=6500 2025 АШ 1=1800 2 4025 АШ 1=7150 2025 АШ______________ приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами I =160 h =6 TOCTJ 4096-85 на опоре поз. 3 отгибы 20 поз. 4 1=5 поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке поз. 2 шаг 100 поз. 1_____ шаг 200 в шахматном порядке поз. 3 0 10 АШ 222 М-4 приварить втавр к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная h =6 ГОСТ 1409885 отгибы 2016 AIII приварить к 0 16 Alli з.д. М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 h =6 ГОСTJ4098-85 2025 AIII_______ приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1 =160 h =6 TOCTJ4098-85 20 8 а—а 4025 АШ 1=6500 0Ю AIII IM90 чпо___ 225 20 6 AIII 160 010 АШ I-496 -300x10 Ибо В—В 2025 АШ 1-1800 сварка дуговая__________ С23 -гз ручная швами I «160 h.«6 ГОСТ 14098-85 -300x10 Ж £ 010 АШ 1-490 -300x10 1-Зд0 AIII С23 -Рэ ручная швами I j»160 h.«=6 ГОСТ 14098-85 016 AIII Сварка в раззенкованное тверстме 2025 АШ нижняя арматура багам Сварка в раззенкованное сварка дуговая__________ CZJ -Рэ ручная швами I-160 h.-б ГОСТ 14098-85 Рисунок 2.85— Армирование балки Б1 переходной части между отдельными зданиями. Фрагменты 1,2. Закладная деталь М-4 228
2 0 25 А500С 1-3000 50 00 loo Ях200-1600 200 15x100-1500 13x200-2600 1200 1200 1200 IROO 1200 1200 -2 950 50 14x100-1400 50 9x150-1350 2 025 А500С 1-7Я00 2 0 25 А500С 1-Я300 200x14-2*00 100 100x16-1600 1200 1200 1200 3 0 16A500C 1-6600 ПРОЕЗД ( .4 r»n)(TMlWH.'ll Ln*- JtMi hni-* Армирование колони см. соответствующие чертежи Армирование колопн см. соответствующие чертежи 012 А500С шаг 100 на опоре шаг 200 в пролете 3 0 16А500С 1-4Я00 2 025 .ASРОС 1-2400 0 12 А500С шаг 100 па опоре шаг 200 в пролете 3 0 25 А500С 1-2400 2 0 25 А500С 1-2400 3 0 25 AS00C 1-2400 50 50 ооЬоо 2 500 I IM 1200 1200 •2 950 2 0 25 A500C 0 12 A500C шаг 13Й naono шаг 200 в пролЬ 2 0 25 A500C 1-6600 3 025 А500С 1-4R00 Армирование стен см соответствующие чертежи -5 700 2 025 А500С I - 9100 I -2400 3 025 A500C 1-6000 •5.700 3 025 А500С 1-6600 012А5ООС (Г-2) шаг согласно смежным хомутам того же диаметра С’ЬКГОСТМЮМРИ Lb» JOO tan-* 3 0 16 A500C 1-6000 ПРОЕЗД -5.700 Армирование колонией. соответствующие чертежи 6600 """1,1 .................................. ' »L 17400 6000 2 025 А500С ю Рисунок 2.86 — Армирование балки перекрытия гаража. Разрезы 1—1, 2—2
:оо ио но г -1 5 ЯЮ «00 200 5 .25 A.m |iN)L I/ I-1 iff r ирывалм.ы армирование перетрут™ гм гпмплегт кЛ) $0 г г DC 200 too 1500 лрмяривдипс стен ion ion 2 TO SA-*I 0MJ L>X00 1 №f) l»J4d i»W« If 1*ИГ "нХ -«МИ кИА<Л *л uttwH I «r2tn lex:I i4(Mv fce“° стяг щм«аы|Ч1 >fe ж гнчпы шввмп 1. ЛЛ 0.-6 НХ I I40WM L>2000 рсчимилсмн I.-2OU I IX. Г .4IMC р)яям шммм I ИХ. Г I4IMC ’ 5 • 25 Л- ПТ (ни о -гттпг- 'iruajpwib I « • .'< V гп lt>IL - 7кЧЮ POO Ы10А4 ДД2&О 1-3320 М»Н1 6k5 O-WOO БИ111ЕЯ JMj С-5 швг25( 1000 2000 fcfMiyOBtHW CTCTt L>M0 2>10А«* l « МО ftn*00-3(MX ElOEjIRcu Ик*ОО-Э( Ш 100 I DOC 2000 «00 BfMHpJMHMC СТСП Рисунок 2.87— Армирование балки под колонны над проездами здания. Разрезы 1—1...3—3
Раздел 7 ЛЕСТНИЦЫ, ОГРАЖДЕНИЯ БАЛКОНОВ смотри раиел АР 3000 3000 +25.800 025 А500С 1x2200 1x2700 Рисунок 2.88 — Опалубка и армирование монолитной железобетонной эвакуационной наружной лестницы
РАЗРЕЗ ГТяГ” Рисунок 2.89 — Опалубка и армирование типового лестничного узла здания 232
2 СТн-t Разрез А—А 1000 6500 Рисунок 2.90 — Опалубка и армирование монолитной железобетонной наружной лестницы 233
Деталь установки ДБ-1 для крепления кирпичной кладки ограждения балкона Деталь армирования кладки ограждения балкона шаг 510 Деталь приварки уголка для крепления витражей кладку завершить_____ после приварки уголка ЗД-1 шаг 510 1Л о . I L75xb приварить по периметру балкона ----- 01OA-III 1 = 100 Вариант армирования монолитного ограждения балконов 1=600 Рисунок 2.91 — Варианты конструкций ограждения балконов 234
180 180 06А24О Ф6А240 Д108А5ООС шаг 200 275 300 06А24О *0.440 *0.440 арматура плиты показана условно арматура плиты показана условно Д2»8А5ООС шаг 200 х 180 06А24О 06А24О 180 210140 Д4»8АЭД0С шаг 200 300 260 .ДО 180 ДЗ 08АЭДОС шаг 200 и, 25, 06А24О 1 ,/'Lj4S Д508А5ООС У "’Г шаг 200 -0.300 УРЗ. 400 -0,300 60 06А24О -1.200 МТОО красный кирпич М7.5 цементный раствор #6А240о, 30j||J60^j|U3( ДО 08А5ООС 2(3 шаг 200 \ 220 60 ДЮ08А5ООС шаг 200 -0.160 350 ,200 .200 А 4 120 арматура плиты показана условно Рисунок 2.92 — Варианты конструкций ограждения балконов 235
ПРИЛОЖЕНИЕ 3 ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ А. Многоуровневая автостоянка Рисунок 3.1 — Схема расположения верхней и нижней основной арматуры перекрытий автостоянки на отм. —5.500 и —1.800
Рисунок 3.2 — Схема расположения верхней дополнительной арматуры в перекрытиях автостоянки на отм. —5.500 и —1.800 237
Узел ”А" на отм. -1.800 ш.200 2 (осн.арм.) 850 65 135 850 Ь. 3 (доп, арм.) ~ Ф25А500СП ш.200 3 (доп, арм.) Ф16А500СТ1 ш.200 Ф25А500СП ш.200 Узел "А" на отм. -5.500 20012001200 1200 200 1200 ш.200 8 (осн.арм.) Ф12А500СП ш.200 65 135 ,200 ^200 р00 [,200 рОО рОО [, 9 (доп, арм.) и 7Г тг Т тг 7Г Ф12А500СП ш.200 9 (доп, арм.) Ф12А500СП ш.200 Рисунок 3.3 — Армирование участков опирания плиты покрытия (а) и перекрытия (б) на колонны (планы см. рис. 3.1,3.2)
2000 2000 От. низа капители •J 7 (осн, арм.) Ф12А500СП ш.200 5 (доп, арм.) Ф16А500СП •2.500 Арматурные выпуски из фундаментной плиты показаны условно 3 (доп, арм.) 025А5ООСП ш.200 3 (доп, арм.) 025А5ООСП ш.200 2 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 Шов бетонирования 08А24О(4ОО) 53 шаг 200 6 (доп, арм.) Ф16А500СП ш.200 11 (доп, apnj шаг 200 12 ш.200 -2.200 Отм. низа покрытия •5.500 Отм. верха перекрытия 1.800 Отм. верха покрытия 40.200 Отм. верха фундаментной плиты ш.100 Ф8А240 (400) ш.100 60 160 2 (осн, арм.) 016А5 ш.200 08А24О(4ОО) 1 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 7 (осн, арм.) Ф12А500СП ш.200 10 (осн, арм. шаг 200 2000 850 850 2000 *8А240(400) 250 5 (доп, арм.) «16А500СП «16А500СП Ш.200 " 9 (доп, арм.) •12А500СП ш.200 Ф12А500СП ш.200 9 1Л шов бетонирования Шов бетонирования 11 (доп, арм.) шаг 200 Рисунок 3.4 — Армирование участков опирания плиты покрытия (а) и перекрытия (б) на колонны, а также колонны на фундаментную плиту (в) (разрезы см. рис. 3.1, 3.2) (поперечное армирование показано условно, см. разделы 4 и 5 приложения 1) 239
Узел "Б" КМ 2000 Деформационный шое 2 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 2000 •25А500СП ш.200 Ф16А500СП КМ КМ 850 850 Рисунок 3.5—Армирование участков опирания плиты покрытия в местах расположения температурных швов (планы см. рис. 3.1, 3.2) Ы 2 (осн, арм.) Р16А500СП ш.200 3 (дол, арм.) Р25А500СП ш.200 б (доп, арм.) Ф16А500СЛ ш.200 6 (доп, арм.) Р16А500СП ш.200 Р8А240 (400) Ш.100 Арматура колонн показана условно Отм. верха покрытия 1 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 1 (оси, арм.) ш Ф16А50001 Д ш.2°о —; Отм. низа покрытия ш.100 п ш.200 ш.200 1 (осн, арм.) Я6А500СП ш.20р 2 (осн, арм.) • 16А500СП ш.200 3 (доп, арм.) •25А500СП ш.200 00 001200 5 500 475 В8А240 (400) •16А500СЛ Отм. низа капители Шов бетонирования
Узел "Би Рисунок 3.5а —Возможный вариант армирования участков опирания плиты покрытия (перекрытия) в местах расположения температурно-деформационных швов (см. рис. 3.1, 3.2) с использованием анкерной системы Schoeck Dorn (экономия одного ряда колонн)
Узел "В" 3 (доп, арм.) 016А5ООСП Ш.200 1 (осн, арм.) Ф16А500СП ш.200 3 (доп, арм.) Ф16А500СП ш.200 ш.200 3 покрытия 1 (осн, арм. Ф16А500СП ш.200 Ф8А240 (400) — ш.100 2000 Ф25А5ООСП ш.200 025А5ООСП ш.200 5 (доп, арм.) 016А5ООСЛ 7(скоба) Ф16А500СП ш.200 1 (осн, арм.) Ф1БА500СП Отм. верха покрытия 2 (осн, арм.) Ф16А500СЛ ш.200 20 016А5ООСП ш.200 5 (доп, арм.) 016А5ООСП Отм. низа капители Apwrypa ИОДОМИЫ показам* условно КР-2 850 Ф8А24О (400) ш.100 850 Рисунок3.6—Армирование краевых участков опирания плиты покрытия на колонны (планы см. рис. 3.1,3.2) 242
я Ы7 М -171 ьн 618 610 Балка 400х700(Н) п Балка бООх700(H) а а Л К Балка 600х700(Н Балка 600xfiSO( 8340 8WO 8460 •WO 8400 40 41 Б. Многофункциональный торгово-развлекательный комплекс в сейсмическом районе строительства Балко800х1200(Н) 1 613 Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) 600х70МН1 Балка 600х700(Н) Ба лкаБООх1900(H) Ба лкавООх1200(H) I Балка 600х700(Н) I 3 a Балка 600х700(Н Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) Балка 60Сх700(Н) алкаВООх1900(H) Балка 600x700 Н) Балка 600х700(Н) Балка бООх700(H) Балка 600ж700(H) 1W0C плита 200 Балка бООх700(H) Балка 600х700(Н) Б Балко000х1900(Н) 619 ММ^ I я I | Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) З1 I о) Балка 600х700(Н) 17,400 । Балка 800х1200(Н) Болка 800х1900(Н) Балка 600х700(Н) Б а лк а800х1900(H) Балка 600х700(Н) Балка 600х?00(нГ Балка800х1900(Н)>*> Балка 600х700(Н) Балка 800х1900(Н) Рисунок 3.7 — План балочной плиты покрытия. Блок 20. Опалубка 243
А-А Рисунок3.8— Разрезы (опалубка) к рисунку 3.7 244
Узел 1 17,400 ГС-47.ГС-48,ГС-49 НС-5 НС-4 хомуты шагом 100 рабочая ар-ра балки ^8А500СП2 300. роо хомуты шагом 100 15,500 анкерная пластина J -22 х 140x140(1)1 с раззенкованным отв. 10 330 J. I 1 н И s 1111 * I . > Л800 I 4» . t и* > 5 —4— » 4310 ор-рд 028А500СП (балка Н--12001 8070 800 910 700 Рисунок 3.9 — Армирование главной балки покрытия (см. рисунок 3.8) место стыка ар-ры шоб сварной С21-Рн
__________Х22 Ф12А500СП шаг 100 по всей длинне балки +17.400 X2Q___________ 012А5ООСП шаг 100 по Осей длинне балки 24028А5ООСП 15.500 +17.400 +16.200 ___________га 012А5ООСП шаг 400 по Всей длинне балки ___________Х16 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки gp-pQ плиты 8016А5ООСП 20Ф28А500СП 00 24028А5ООСП юо 012А5ООСП шаг 100 по Осей длинне балки Xlfi_________________________ 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки ___________га 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки 16028А5ООСП 4016А5ООСП 01ОА24О 800 Рисунок3.10— Разрезы 1—1, 2—2 к рисунку 3.9 246
Рисунок 3.11 — План балочной плиты перекрытияна отм. 6,350 (Блок 4. Опалубка)
Г- Г Опалубка +6,350 ню плиты Г—Г Армирование +6,150 низ плиты +6,350 рх плиты +5,650 низ балки 3610 700 3960 200 .200 ч ось балки Рисунок 3,12 — Опалубка и армирование консольной части плиты перекрытия (см. рис. 3.11) 248
арматуре колонии услобно не показано 100x19=1900 100x19=1900 200 , 200 , 200 . 200 . 200 — 'С 1 jf 1 Рисунок 3.13 — Армирование пролетных и опорных (на колонны) участков главной балки перекрытия (см. рисунок 3.12)
сборной шоб С21-Рн -5.650 I («22 А500СП) -0,150 сборной шоб С21-Рн Ownyow io пммпы перофшнмя 5 1 (022 Д500СГ1) 2 (022 СП) g 8 txibwoa бам woo бетониробомця Рисунок 3.14 — Армирование узла опирания балок на колонну 250
022А5ООСП r_ -», —> 500 ноклодки 2 Ар-ро 022А5ООСП 100 , 100 100 50 250 колонны Рисунок 3.15 — Разрезы к рисунку 3.14 251
Пример быполнения сборного шбо Ар-ро колонна 022А5ООСП _________ноклодки из ор-ри 022А5ООСП Рисунок 3.16 — Разрезы и детали к рисуеку 3.14 252
ПРИЛОЖЕНИЕ 4 ПРИМЕРЫ РАСЧЕТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ПРЕДОТВРАЩЕНИЯ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ Пример расчета № 1 Здание регулярной структуры, каркасное, 20-этажное, с монолитными колоннами и бал- ками. Перекрытия из сборных ребристых плит. Размер сетки колонн 6x6 м. Высота этажа h =3 м. Нагрузка (нормативная): постоянная: 4,35 кН/м2; длительная 0,95 кН/м2. При проектировании по статическому рас- чету неповрежденного здания: - колонны: 40x60 см, бетон тяжелый ВЗО; - балки: размер сечения 30x60 см; - бетон тяжелый ВЗО, 7?^=22,0 МПа, на- чальный модуль упругости Д>=32,5-103 МПа; - арматура А400 (А-Ш): /^л=400 МПа. Е =200000 МПа. Армирование опорных сечений из ста- тического расчета: рабочая верхняя арма- тура: 4020 As—12,56 см2; нижняя арматура: 2018Л5=5,О9 см2; При проектировании с учетом предотвраще- ния прогрессирующего разрушения Расчетные сопротивления материалов с учетом малой вероятности рассматриваемого события, динамичности процесса разрушения и с учетом табл.3.2: • Для бетона класса ВЗО и арматуры: - класса А400: Rbd=Rbn'lbd = 22-1,1 = =24,2 МПа; - классов А500 и А600: Rbd= 22-1,2 = =26,4 МПа; • Для арматуры при растяжении: - класса А400: Rsd=Rsn‘lsd = 400-1,16 = =464 МПа; - класса А500: Rsd= 500-1,1 = 550 МПа; - класса А600: Rsd= 600-1,05 = 630 МПа; Е~ 2-105МПа • Для арматуры при сжатии: - класса А400: R^^R'y^ ~ 400-1,1 = sea sn • sea * =440 МПа; - класса А500: Rscd= 500-1,1 = 550 МПа; - класса А600: Rscd— 550 МПа; Нагрузка на балки: q0 = (4,35+0,95 -0,95)-6= =31,5 кН/м. Поскольку удаление колонны первого эта- жа всегда более опасное, так как вызывает наи- большие усилия в оставшейся части здания, а также для сокращения объема вычислений, в качестве примера будем рассматривать толь- ко один вариант удаления средней колонны первого этажа. Расчет балок Так как максимальные моменты имеют место в опорных сечениях статически неопре- делимых балок, то анализ возможностей со- противления расчетных сечений начинаем с них. Исходные характеристики опорных сече- ний, установленные статическим расчетом до разрушения колонны: Размеры сечения балок 30x60 см. I Армирование балок: класс А400, опорное верхнее у колонн 4020 As = 12,56 см2, нижнее: 2018 As— 5,09 см2, а = а'= 4 см. 1) Определяем К1 и Kdv для сечения у крайней колонны _ 4^ 1 256-464—5,09-440 /^4 2-^2-30-56 Так как 2а' _ 8,0 h0 56,0 Принимаем _ _ ^dhpRscd _ ®scd ~ г = 0,143, 0,088-56,0-440 2-4 = 271 МПа. Откорректированное значение 12,56 -464- 5,09 -271 24,2-30-56 __ ^bmd^ j (0,78 j pl (Rsd +0.002ЕХ ’ ad= 0,85 - 0,006Ям = 0,85 - 0,006-24,2 = 0,85- -0,145 = 0,7; _ 0,002 1,1 0,002 1-^Z 1,1 = 556 10 s; „ 556-10"5 0,7-20 IO7(0,78-0,11) K pi = ~l------~ = 5<5 (464 IO3+0,002-20-IO7)-0,11 253
К dv 5,5 5,5-0,5 + 0,16 = 1,26. 2) Выполняем корректировку нагрузки на перекрытие с учетом Kdv ЧРГ Kdv 4>=U6 31,5=39,7 кН/м. 3) Определяем значения пластических момен- тов в опорном сечении балки у крайней колонны =^(1-0Л/)-+oscdA's{h0—а')= = 0,11(1 - 0,5 • 0,11) • 24,2 • 103 • 0,3 • 0,562 + +271 • 103 5,09 • 10“4(0,56-0,04)=236,7+71,7= =308,4 кНм. 4) Вычисляем требуемый момент в сечении балки над разрушенной колонной первого эта- жа, и предполагая нарушение связи с колон- нами вышележащих этажей - М%> = - 308,4 = = 406,2 кНм. 5) Определяем площадь требуемой растя- нутой арматуры над разрушенной колонной 6) Оценка влияния распора на несущую способность балки h_ 60 _ 1 1 Так как /“1200^20>30 возможен учет влияния распора. Находим максимальную величину распо- ра Ятах для сечения балки над разрушенной опорой. ^bmd ® J . Rsd+Es (0,002 + Ebmd <od) =_________556-10~5 0,7-20-Ю7___________ ~ 464 • 103 + 20 107 (о,002 + 556 • 10-5 0,?)” = 0,474. Чп.к =0,474-24,2-1030,3-О^б^б4-103 5,09-10 4+ +440-103-12,56-10^=1927-236,2+552,6=2243 кН. Определяем прогиб балки при _sl2ebmd<od _ 5-i22 556 10 s-0,7 = /R~ Ь&м ~ 48-0,56-0,474 Rbdbtf M. Определяем коэффициент влияния подат- _ 406,2—440-103 -12,56-10~4(0,56—0,04) _ 24,2-1О3-О,ЗО,562 406,2—287,4 2277 По таблице 20 Пособия* или из формулы ат =£(01—0,5£) определяем при аот =0,052, CL 4 Е=0,06. Так как <; < — = — = 0,071, прини- Ло 56 маем для сжатой арматуры °scj=0,5AjC(;, тогда 406,2 —0,5-440-103 -12,56-1 О’4 (0,56-0,04) _ «и - 2277 = 0,12. По таблице при ат =0,12, £=0,13. Л = +A's = Ksd Ksd = 0,13-0,3-0,56-^1+12,56-10"4 °’5'440 = 464 464 = 0,00114 + 0,00059 = 0,00173 м2 = 17,3 см2> > 5,09 см2. ливости торцов балки и колонн К на Ятах л А =-----— 0,5/ 0,22 0,56 0,5-12 = 0,0205 м; A #maxz 2243 12 лаллг д = —щах— ------------------- = 0,0046 м; bh-Eb 0,3-0,6-32,5-106 Ятах (2йэт )3 • 0,0052 Ebh 2243-63 0,0052 12 32,5 106 0,4 0,63 = 0,01 м; 0,0205 - 0,0046 - 0,01 0,0205 = 0,29. Определяем откорретированные значения ^1» и = ^Ятах=0,29 2243=650,5 кН &sd ^scd _ * Пособие по проектированию бетонных и же- лезобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения армату- ры. М., ЦНТП Госстроя СССР, 1989 г. 254 464103-5,09-IO"4 +65Q5—440-103 4 2,5640"4 24,24 03 -0,3-0,56 236,2 + 650,5-553 4066 = 0,082. Ebd bho
Момент в расчетном сечении, с учетом мо- мента от распора, приходящийся на растяну- тую арматуру 0,082-56-440 „ О = и sea _ -------------------= 253 кН. scd 2а 2-4 Тогда _ 236,2 + 650,5 — 253-103-12,56-10 Mudi = Mud} - MHi =406,2-57,3=348,9 кНм. = 0,14. 4066 si2 • ebmd • (od _ 5 122-556-10~5 0,7 _ 348,9-0^-440-103-12,56-10^(0,56-0,04) 24,2-lQ3-0,3-0,562 48 0,56 0,14 348,9-143,6 2277 = 0,09. = —— = 0,74 м > ha = 0,56 м. 3,76 ° Следовательно, в рассмотренном случае из-за большой податливости балок и колонн распорные усилия не увеличивают несущую способность балок. Для уменьшения податливости опорных конструкций и увеличения распора изменим размеры колонн на 40x80 см. Тогда 2243 63 -0,0052 12 32,5-106 • 0,4-0,83 = 0,0045 м, 0,0205-0,0046-0,0045 0,0205 = 0,56, Я, = 0,56-2243=1256 кН 236,2 + 1256-553 4066 = 0,23, 5-122-556-10-5-0,7 2,8 п .. -----------------— = —^— = 0,45 м 48-0,56-0,23-----6,18 Момент от распора относительно центра тяжести сжатой зоны бетона МН1 = = 1256(0,56(1- —0,5-0,23)—0,45]=57,3 кНм. При ат=0,09, £=0,095 24 2 л 0 5-440 А, = 0,095 • 0,3 • 0,56=^+12,56 -10-4 • = 464 464 =0,00083+0,00059=0,00142 м2 =14,2 см2. Таким образом, если сечение колонн 0,4x0,6 м, то требуемая площадь растянутой арматуры бал- киЛ5=17,3 см2, т.е. 3028 сЛ5=18,47 см2. В случае увеличения сечения колонн до 0,4 мх0,8м, Л5=14,2 см2 или 3025 сЛ5=14,73 см2. При уменьшении сечения крайних колонн до 0,4мх0,4 м в процессе аварийного нагруже- ния в результате действия горизонтальных уси- лий от балок при их изгибе могут возникнуть большие выгибы колонн на уровне перекры- тий, обуславливающие значительные допол- нительные эксцентриситеты приложения вер- тикальных нагрузок на колонны, а следова- тельно снижение их несущей способности. В таблице 4.1 приведены результаты рас- чета армирования балки с использованием ар- матуры разных классов. Расчеты выполнены с учетом динамического характера аварийного нагружения двухпролетной балки перекрытия при разрушении средней опорной колонны. Эффективность использования арматуры классов А500 и А600 взамен А400 в данном слу- чае достаточно очевидна. Таблица 4.1 Характеристики арматуры и бетона балок Характеристики балок Площадь арматуры над разрушенной колон- ной, см2 Класс арматуры Расчетное сопротивление, МПа Коэффи- циент динамич- ности Kdv Сжатой по проекту и расчету Растянутой по расчету Арматуры при растяжении и сжатии Бетона при сжатии Коз» ци 1 -1 тмри- ент Статика «,/«,, Динамика sd' sea Статика Я» Динамика R., ba luiavin'i- ности К. А400 350/350 464/440 22,0 24,2 5,5 1,26 12,56 17,3 А500 435/435(400) 550/550 26,4 4 ^8 1,28 12,0 А600 520/470 (400) 630/550 26,4 3,62 1,32 9,8 255
Пример расчета № 2 Требуется выполнить расчетно-конструк- тивное вариантное проектирование железобе- тонного монолитного перекрытия 5-ти этажно- го здания гаража размером в плане 37,5x37,5 м с регулярной сеткой колонн 7,5x7,5 м*. Расчет выполнялся с использованием про- граммного комплекса «Лира 9.4» в простран- ственной постановке, с учетом геометричес- кой и физической нелинейности конструкций по методике приведенной в части III Пособия. В соответствии с табл. 3.1 ч. III безбалоч- ные перекрытия зданий высотой до 10 этажей с равномерно распределенной поэтажной на- грузкой для выполнения требований предель- ных состояний при обычных статических и ава- рийных нагрузках и предотвращения прогрес- сирующего обрушения должны иметь сетку ко- лонн при оптимальном проектировании с раз- мерами, не превышающими 6,2x6,2м. При пре- вышении этих размеров расчетный поиск ми- нимального расхода материалов и стоимости перекрытий целесообразно выполнять путем изменения его конструктивного решения. В данном случае оценивались различные варианты капительного исполнения надко- лонной части перекрытия. После выполнения статического расчета проверялась устойчи- вость против прогрессирующего обрушения. По результатам расчета можно видеть, что уве- личение высоты надколонной части перекрытия за счет увеличения капители со 100 до 300 мм привело к увеличению расхода бетона при раз- мерах капителей 1,5x1,5 м по перекрытию на 6,3 % при снижении расхода арматуры на 26 % (табл.4.2). При этом конструктивном решении обеспечивается устойчивость против прогрес- сирующего обрушения без дополнительных расходов материалов с выполнением рекомен- даций для оптимального проектирования пе- рекрытий, приведенных выше. Учитывая ре- комендации по снижению армирования без- балочных перекрытий за счет благоприятного влияния распора расход арматуры может быть еще дополнительно снижен на 5... 10 %. Из результатов расчета можно видеть, что при исчерпании конструктивных возможнос- тей безбалочного перекрытия здания измене- нием его конструктивной схемы достигается значительное снижение расхода арматуры и стоимости, т.е. цель оптимального проектиро- вания. При этом наиболее эффективное кон- структивное решение перекрытия имели мес- то при практически одинаковых максималь- ных пролетных и опорных значениях относи- тельной высоты сжатой зоны при выполнении условия (3.7) части III. Так как £ на опоре и в пролете меньше 0,15, можно принять коэффициент динамичности равным единице. Таблица 4.2 Высота сечений перекрытий с сеткой колонн 7,5X7,5 м и размером капители 1,5X1,5 м Армирование (по расчету), мм2 Ао, см Расчетные характеристики сечений Расход мате- риалов на 1 м2 на опоре в пролете на опоре в пролете X см £ =x/h0 Ц= =100 AJbh^ % бетон, м3 арма- тура, кг А SC А А'„ SC Пролет 200 мм » 13,92 3,77 ——1 16,8 3,07 0,183 0,83 0,206 32,68 Опора 200 мм+100 мм (капитель) 41,03 3,77 "11— 25,5 11,18 0,438 1,61 Пролет 200 мм «1 ' —— 11,46 3,77 — 16,8 2,3 0,137 0,68 0,214 26,05 Опора200 мм+200 мм (капитель) 28,31 3,77 — " '' 35,5 7,36 0,207 0,80 Пролет 200 мм 11,29 3,77 16,8 2,25 0,134 0,67 0,219 24,2 Опора 200 мм+300 мм (капитель) 22,77 3,77 114 —»'» 45,5 5,7 0,125 0,5 0,219 24,2 * Расчеты выполнены к.т.н. Козелковым М.М. и инженером Гадаловым А.А.
ПРИЛОЖЕНИЕ 5 ПРИМЕРЫ ИСПОЛЬЗОВАНИЯ ЭФФЕКТИВНЫХ ВИДОВ АРМАТУРЫ КЛАССОВ А500С, А500СП И В500 Арматурные изделия заводского изготовления для монолитного строительства Зарубежный опыт использования в моно- литном строительстве арматурных изделий заводского изготовления убедительно доказы- вает эффективность этого метода армирования конструкций зданий в построечных условиях. Применение унифицированных арматур- ных изделий и в первую очередь сварных се- ток и каркасов в значительной степени умень- шает трудоемкость арматурных работ на стро- ительных объектах и повышает их качество, тем самым снижая себестоимость. Изготовление в заводских условиях свар- ных сеток и каркасов для отечественного про- изводителя не является новым, так как этот технологический процесс уже много десятиле- тий применяется на заводах по производству сборного железобетона. К сожалению до настоящего времени от- сутствие нормативно-технической документа- ции на достаточно широкую номенклатуру унифицированных арматурных изделий для монолитного домостроения, учитывающей технологию производства арматурных работ с унифицированными изделиями в условиях стройплощадки, сдерживает широкое внедре- ние этого арматурного продукта при возведе- нии железобетонных монолитных зданий. При проектировании унифицированных изделий для монолитного домостроения необ- ходимо учитывать: - габаритные размеры, ограниченные усло- виями транспортировки изделий; - массу изделий, диаметр арматуры, соот- ветствующие возможностям грузоподъемных механизмов и требованиям по сварке, регла- ментируемым возможностями автоматизиро- ванного сварочного оборудования; - свойства арматурного проката нового по- коления классов А500, В500, требующих осо- бых технологических условий при сварочных работах; - требования по стыкованию изделий на стройплощадке (нахлестка без сварки и др.), зависящие от характера нагружения этих из- делий в процессе эксплуатации. Ниже приведены чертежи арматурных се- ток и каркасов из Каталога арматурных изде- лий для строительства монолитных железобе- тонных зданий (ФГУП «НИЦ «Строитель- ство», ОАО «ЕвразМеталлИнпром»), а также собственной разработки компании ЗАО «СК «ЛенСтройДеталь» (рис. 5.1; 5.2). Проектировщик-конструктор при состав- лении схем армирования может выбирать из каталога варианты стандартных арматурных изделий. Возможно изготовление арматурных изделий по индивидуальному заказу. Сетки и каркасы разработаны с использо- ванием арматуры классов А500С, А500СП и В500. В приведенных таблицах показан эффект от замены арматуры класса А500С на А500СП, полученный в результате уменьшения длины анкерующих участков стержней (раздел 2.3, часть II). Общий экономический эффект от замены арматуры класса А400 на А500СП по расходу металла может достигать 25 %, А500С на А500СП - 5-7 %. 257
АРМАТУРНЫЕ СЕТКИ Нижние фундаментные подколонные сетки квадратные Нижние фундаментные подколонные сетки прямоугольные Маркировка изделий Маркировка изделий СФ 2x2 - 12А500СП(А500С) / 200 шаг арматуры, мм диаметр, мм с указанием класса арматуры: А500СП(А500С) габариты сетки, м сетка фундаментная СФ 2x2 - 12А500СП(А500С) / 200 шаг арматуры, мм диаметр, мм с указанием класса арматуры: А500СП(А500С) габариты сетки, м сетка фундаментная СФ2х2-12А500СП/200 СФ2Х2-12А500С/200 Нижние сетки с разным классом арматурной стали и с обинаковой несущей способностью рундаментные подколонные сетки квадратные Марка изделия L, мм S, ММ а, мм 0, ММ Масса изделия, кг Бетон класса В20 СФ2х2-12А500СП/200 2000 200 100 12 35.52 СФ2х2-12А500С/200 2100 150 37.30 СФ2х2-14А500СП/200 2000 100 14 48.32 СФ2х2-14А500С/200 2150 175 51.94 СФ2х2-16А500СП/200 2000 100 16 63.12 СФ2х2-1бА500С/200 2150 175 67.85 Нижние фундаментные подколонные сетки прямоугольные Марка изделия Li, мм La, мм S, мм ах, мм аг, мм 0, ММ Масса изделия, кг Бетон класса В20 СФ2.4х2-12А500СП/200 2400 2000 200 100 100 12 42.62 СФ2.4х2-12А500С/200 2500 2100 150 150 44.58 СФ2.4х2- 14А500СП/200 2400 2000 100 100 14 57.98 СФ2.4Х2-14А500С/200 2550 2150 175 175 62.00 СФ2.4Х2-16А500СП/200 2400 2000 100 100 16 75.74 СФ2.4х2-16А500С/200 2550 2150 175 175 80.95 я Рисунок 5.1— Примеры сварных арматурных сеток из Каталога арматурных изделий для строительства монолитных железобетонных зданий (ФГУП «НИЦ «Строительство», ОАО «ЕвразМеталлИнпром» 258
Сетки для армирования стен Гнутые сетки Сетки для армирования перекрытий St Сетки для производства ЖБИ 5(^,300^00 .300^300 ,300,.300^300^50 g7S0 Каркасы плоские для армирования стен и балок Скобо-гибочные изделия: петли, скобы и хомуты ЛАЛ. □ <= t Рисунок 5.2 — Примеры сварных арматурных изделий производства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» по СТО 1276-001-968-27299-2014 (www.Lenstroydetal.ru) 259
Проектирование армирования монолитна плит перекрытий и стеновых элементов унифицированными сварными сетками и каркасами Применение готовых сварных сеток в Рос- сии получило развитие на базе индустриаль- ного производства изделий из железобетона для сборного строительства, в которых массо- во используются сварные сетки (легкие и тя- желые), изготавливаемые в арматурных цехах заводов ЖБИ. В монолитном домостроении в последнее время также находят применение сварные сетки, поставляемые специализиро- ванными региональными металлосервисными центрами. Наилучшие экономические показа- тели имеют такие предприятия, организован- ные крупными заводами-производителями арматурного проката, так как в этом случае существенно снижаются затраты на приобре- тение и доставку арматуры. Преимуществами использования в моно- литном домостроении готовых сварных сеток являются снижение трудоемкости, увеличение темпов и повышение культуры производства арматурных работ. Однако в России вопреки мировой тенденции их внедрение пока не но- сит массового характера в силу ряда производ- ственных обстоятельств. К ним относятся до- ступность дешевой рабочей силы для ручной вязки арматуры, дефицит и дороговизна адек- ватных компьютерных проектных программ по рациональной раскладке сеток унифициро- ванных типоразмеров и т.п. В значительной мере ограниченность вне- дрения в монолит готовых арматурных сеток объясняется отсутствием специализированной учебной и справочной литературы. Норматив- ные документы по данному вопросу отсутству- ют или не отвечают требованиям современно- го строительства. В настоящее время в Центре проектирова- ния и экспертизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева проводятся работы, направленные на увеличе- ние объемов применения унифицированных арматурных сеток в качестве рабочей армату- ры в монолитных конструкциях зданий. Со- вместно с металлопроизводителями разраба- тываются технологии производства холодно- деформированной арматуры повышенной пластичности. Исследуется прочность такой арматуры на сжатие и влияние факторов ис- тории предварительного нагружения, харак- терных для аварийных ситуаций. Подсчитано, что замена арматуры класса А400 на холоднодеформированную арматуру класса В500С промежуточных размеров в соста- ве сварных сеток для перекрытий позволяет реализовать экономию арматуры от 5 до 10 % даже с учетом дополнительного расхода на на- хлестку сеток (рис. 5.3, 5.4 и 5.5). Результаты новых исследований НИИЖБ им. А.А. Гвоздева по оценке прочности и де- л» ^ормативности арматуры класса В500 при сжатии, позволяют рекомендовать увеличение расчетного сопротивления сжатию для этой арматуры с 415 (350) МПа до 435 (400) МПа. Такие изменения в СНиП расширяют объемы использования холоднодеформированной ар- матуры в стеновых элементах и наряду с при- менением промежуточных диаметров обеспе- чат значительное снижение металлоемкости строительства (до lO-s-15 %). Пример армиро- вания стен монолитного здания унифициро- ванными секциями на рис. 5.6. 260
Вариант 1. Армирование отбельными стержнями Варианты 2 и 3. Армирование унифицированными сетками производства "ДиПОС" Экономическая эффективность 1 * I п/л I Показатели Ед.изм I Количество Ьт площаде этажа на 1м1 I По расходу арматуры 1 1 1 Вариант 1. (#12 А400) Kt | 22588 Ю.51 1 2 1 I Вариант 2. (*12 А400, В400С) К1 | 25838 1208 1^1 Эффективность по п.1 и 2 X 1 I -14.4 -14.4 1 4 1 | Вариант 3. (#11BSOOC) Kt | 21704 10.09$ 1 5 1 Эффективность по п.1 и 4 X | 1 *4-1 ♦4.1 1 И I п/п 1 Показатели I Ед.изм I Количество ка площадь этажа I на 1м1 I По производству арматурных работ I 6 построении х условиях 1 6 1 Сметная стоимость 1 Вариант 1 I 2418 | 0113 Вариант 2. 3 1 80 9 ! 1 0.038 1 7 1 Эффективностть по п.6 I * I | »200 | | ♦200 1 8 Нормативная трудоемкость Вариант 1 чел час 1 1253 1 1 0.583 Вариант 2. 3 1 467 1 1 0.217 1 9 1 Эффективностть по п.8 I * I 1 *%8 1 I *168 Средства на оплату труда 1 10 I Вариант 1 мсруб | 96.63 J | 0.045 Вариант 2, 3 1 3491 1 I 0.0162 I 11 I Эффективностть по п.Ю I ' X ♦177 | ♦177 Рисунок 5.3 — Вариант полевого нижнего армирования перекрытия жилого здания Производство ГК ДиПОС. E-mail: info@dipos.ru
Вариант 1. Армирование отдельны<и стержнями Варианты 2 и 3. Армирование унифицированными сетками производства "ДиПОС" 1 м И r i Ш к i* iiin* i »’» i ii i hi i«i Ы»i i U i 41'4 4 4 4 4I4H 4 4144 4 44 4 Ш 4 44 4lil 4 4 4 ММ! Н MliMIM a m4i4li4i4i4 ил Экономическая эффективность гг Л/П Показатели Ед.изм Количество на площадь этажа на 1н1 По расходу арматуры 1 Вариант 1. (#12 A400I кг 22617 Ю.57 2 Вариант 2. (012 А400, В400С) кг 27951 13.07 Эффективность по п.1 и 2 X -236 -23.6 4 Вариант 3 «11В500С) кг 23479 10 98 5 Эффективность по п.1 и 4 X -3.8 -38 ч п/п Показатели Едизм 1 Количество La площадь | этажа на W По производству арматурных работ в построечных условиях 6 Сметная стоимость пысруб Вариант 1 | 174.112 0.081 Вариант 2, 3 I 65 085 0.0304 7 Эффективности^ по п 6 X I I *168 *168 8 Нормативная трудоемкость чел час Вариант 1 | 9Ю 0425 Вариант 2, 3 I 388 0.181 9 Зффективностть по п 8 X | I *136 И36 10 Средства на оплату труда тысру& Вариамп 1 I 69.68 0.0326 Вариант 2, 3 1 28.351 0.0133 11 Зффективностть по пЮ X 1 1 *146 *146 л Рисунок 5.4— Вариант полевого нижнего армирования перекрытия гаража 262
> * ♦aftAw^vwW и Л. «МБХ*. .Ж JVte^WHA'W ягжг. 4 w^wn Технико-экономические показатели армирования монолитного перекрытия Наименование показателей Ед. измерения Вариант I (отдельные стержни из арматуры) 11 (сетки из арматуры В500С промежуточных диаметров) Трудозатраты чел.-ч 241 75 Оплата труда рабочих руб. 24173 7510 Сметная стоимость (без арматуры) руб. 73919 24446 Расход арматуры кг 10365 8221 Сметная стоимость арматуры руб. 336743 229165 Всего сметная стоимость армирования руб. 410662 253611 Рисунок 5.5 — Технико-экономическое обоснование на примере армирования сетками перекрытия жилого дома. Данные предоставлены ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www.Lenstroydetal.ru) 263
Стена Ст11 _1 л 3/Т2 Сетки С4_8_4, С4'_8_4, С5_»_6, С5"_и_6, С6_Ц_Л W_J2_6 Рисунок 5.6— Армирование стен сетками (на примере объекта ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» ж/к «Северная долина») (www.lenstroydetal.ru)
KPy...-каркас усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия KPn...-каркас поперечного армирования Рисунок 5.7 — Схема усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия сварными каркасами 265
300x10 = 3000 1_кр=3200 300x11 = 3300 1 кр=3700 300x12 = 3600 1кр=3800 150 300x13 = 3900 1_кр =4200 Маркировка изделий. КРу 6.0/200-12 С/СП класса А500СП класса А500С диаметр рабочей арматуры толщина плиты перекрытия, мм пролет, м усиленное армирование Каркас плиты перекрытия Рисунок5,7а — Плоские каркасы усиления Кру... ДЛЯ ПРОЛЕТА 6.0 м |200l < ДЛЯ ПРОЛЕТА 7.0М ДЛЯ ПРОЛЕТА 8.0М ДЛЯ ПРОЛЕТА 7.2М Маркировка изделий. Кр п 6,0.200/400-10 С / СП класса А500СП класса А5ООС диаметр поперечной арматуры размер сечения квадратной колонны, мм толщина плиты перекрытия, мм пролет, м поперечное армирование Каркас плиты перекрытия Рисунок5.76 — Плоские каркасы усиления КРп... 266
Марка изделия Пролет, м Толщина плиты, мм К-во кар- касов, шт. Длина каркаса, мм Высота каркаса, А, мм а, мм S, мм dt, мм J2, мм Масса изделия, кг Класс бетона В20, В25, ВЗО Класс рабочей продольной арматуры А500СП, А500С. Класс поперечной арматуры А500С, В500С КРу-6.0/200-12 С/СП 6,0 200 2 3200 150 25 300 12 8 66,33 КРу-6.0/200-14 С/СП 14 8,38 КРу-6.0/220-12 С/СП 200 170 12 6,42 КРу-6.0/220-14 С/СП 14 8,47 КРу-7.0/240-12 С/СП 7,0 240 2 3700 190 25 300 12 8 7,47 КРу-7.0/240-14 С/СП 14 9,84 КРу-7.0/240-16 С/СП 16 12,58 КРу-7.0/250-12 С/СП 250 200 12 7,52 КРу-7.0/250-14 С/СП 14 9,89 КРу-7.0/250-16 С/СП 16 12,63 КРу-7.2/240-12 С/СП 7,2 240 3 3800 190 25 300 12 8 7,73 КРу-7.2/240-14 С/СП 14 10,16 КРу-7.2/240-16 С/СП 16 12,97 КРу-7.2/250-12 С/СП 250 200 12 7,78 КРу-7.2/250-14 С/СП 14 - - т- , 10,21 КРу-7.2/250-16 С/СП 16 13,02 КРу-7.2/260-12 С/СП 260 210 12 7,83 КРу-7.2/260-14 С/СП 14 10,26 КРу-7.2/260-16 С/СП 16 13,07 КРу-8.0/270-12 С/СП 8,0 270 3 4200 220 25 300 12 8 8,67 КРу-8.0/270-14 С/СП 14 11,36 КРу-8.0/270-16 С/СП 16 14,47 Рисунок 5.7в — Спецификация каркасов усиления КРу 267
Узел поперечного армирозания плиты перекрытия. (Арматура плиты условно не показана.) ... I,..»»—..— I,,. . I...... I , I,- , , - .. 25ьь 100x7=700 J 100x7=700 ^25 КРу... KPy...-каркас усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия KPn...-каркас поперечного армирования Количество каркасов (площадь поперечной арматуры) назначается по расчету в проекте конкретного объекта. Рисунок 5.8 — Арматурные изделия поперечного армирования плиты перекрытия 268
Марка изделия Пролет, м Толщина плиты, мм Сечение колонны, мм Длина каркаса Z, мм мм Высота каркаса, h, мм а, мм 5, ММ dv мм d2, мм Масса изделия, кг Класс бетона В20, В25, ВЗО Класс рабочей продольной арматуры А500СП, А500С. Класс поперечной арматуры А500С, В500С КРп-6,0/200/400-8С 6,0 200 400x400 1550 500 150 50 100 8 5,0 1,16 КРп-6.0/200-/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,80(1,69) КРп-6.0/200/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,29(2,18) КРп-6.0/200/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,39(3,25) КРп-6.0/220/400-8 С 220 170 8 5,0 1,26 КРп-6.0/220/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,95(1,84) КРп-6.0/220/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,50(2,39) КРп-6.0/220/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,68(3,54) КРп-7,0/240/400-8С 7,0 240 400x400 1550 500 190 25 100 8 5,0 1,35 КРп-7.0/240/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,10(1,99) КРп-7.0/240/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,71(2,60) КРп-7.0/240/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,97(3,83) КРп-7.0/250/400-8 С 250 200 8 5,0 1,40 КРп-7.0/250/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,17(2,06) КРп-7.0/250/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,82(2,71) КРп-7.0/250/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 4,12(3,98) КРп-7.2/240/400-8 С 7,2 240 400x400 1550 500 190 25 100 8 5,0 1,35 КРп-7.2/240/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,10(1,99) КРп-7.2/240/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,71(2,60) КРп-7.2/240/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,97(3,83) КРп-7.2/240/450-8 С 7,0 240 450x450 1550 550 150 100 100 8 5,0 1,24 КРп-7.2/240/450-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,86(1,75) КРп-7.2/240/450-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,38(2,27) КРп-7.2/240/450-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,52(3,38) КРп-7.2/250/450-8 С 250 200 8 5,0 1,28 КРп-7.2/250/450-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,93(1,81) КРп-7.2/250/450-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,47(2,36) КРп-7.2/250/450-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,64(3,50) Рисунок 5.86 — Спецификация каркасов усиления КРп...
Типовое проектирование В Центре проектирования и экспертизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева с целью внедре- ния эффективного арматурного проката класса А500СП и В500 переработана с уче- том требований СНиП 52-01-2003, СП 631330.2012, СТО 36554501-005-2006** типо- вая проектная документация для производ- ства сборных железобетонных конструкций на предприятиях строительного комплекса России. Перечень этой документации с дан- ными по экономической э ни»: ективности (снижению расхода арматуры) приведен в нижеследующей таблице 5.1. Экономичес- кий эффект от внедрения эффективного ар- мирования по отдельным позициям дости- гает 27 %. Типовые серии железобетонных конструкций, переработанные в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева для применения эффективной арматуры классов А500СП и В500* № п.п. Наименование перерабатываемых серий Новые обозначения серий Экономический эффект от сниже- ния расхода арматуры, % 1 Сваи забивные железобетонные цельные сплошного квадрат- ного сечения с ненапрягаемой арматурой Серия 1.011.1-10 вып. 1 БСК5.1 Выпуск 1 Часть 1,2 (2010 г.) 9,3-27,1 2 Сваи забивные железобетонные составные сплошного квад- ратного сечения с ненапрягаемой арматурой Серия 1.011-1-10 вып. 8 БСК6 (2010 г.) 15,54-23,8 3 Железобетонные колонны с применением стыков на ванно- шовной сварке высоты этажей 4,8 м и 6,0 м Серия 1.420-12 вып. 2 часть 1,2 БСК7 Часть 1, (2010 г.) 3,94-18,52 4 Железобетонные колонны с применением стыков на ванно- шовной сварке высоты этажей 6,0 м, 7,2 м и 10,8 м Серия 1.420-12 вып. 3 часть 1,2 БСК8 Часть 1,2 (2010 г.) 0,44-19,8 5 Железобетонные торцевые ригели пролетом 6 м с полкой для опирания плит Серия 1.420-12 выпуск 6,7,8 (дополнение к серии ИИ 20/70) БСК9 БСК10 БСК11 (2010 г.) - .. 6 Перемычки брусковые для жилых и общественных зданий Серия 1.038.1-1 вып.1 БСК1 (2010г.) 1,24-25,1 7 Железобетонные элементы оград Серия 3.017-3 вып.1 БСКЗ (2007 г.) 0,84-13,8 8 Плиты железобетонные с ненапрягаемой арматурой для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.2-84 БСК 3.2 БСК 3.3 (2010 г.) 4,2-9,8 9 Дорожные одежды с покрытиями из сборных железобетонных плит для автомобильных дорог в сложных условиях Серия 3.503.1-91 вып. 1 БСК 4 (2010 г.) " 1 10 Сборные железобетонные каналы и тоннели из лотковых элементов Лотки Серия 3.006.1-2.87 вып.1 БСК 18.1 Часть 1,2 (2011г.) 6,1+18,9 11 Сборные железобетонные каналы и тоннели из лотковых элементов Плиты. Опорные подушки Серия 3.006.1-2.87. вып. 2 БСК 18.2 (2012г.) 1,34-22,9 270
Окончание таблицы 5.1 № п.п. Наименование перерабатываемых серий Новые обозначения серий Экономический эффект от сниже- ния расхода арматуры, % 12 Фундаменты сборные железобетонные для колонн сечением 300x300 и 400x400 мм Серия 1.020-1/83 вып. 1.1 БСК 15.1-1 (2012 г.) 3,8-5-12,6 13 Колонны для зданий с высотой этажей 4,4; 4,8(6,0) и 3,6(4,8) Серия 1.020-1/87 вып.2-7; 2-8; 2-11 БСК 17,2-7 (2012 г.) 5,9-5-20,1 14 Колонны для зданий с высотой этажей 6,6; 5,4 и 6,0(7,2) м Серия 1.020-1/87 вып.2.9; 2-10; 2-11 БСК 17.2-9 (2012 г.) 8,2-5-19,1 15 Панели перекрытий железобетонные многопустотные Серия 1.141-1 вып. 60 БСК 16.60 (2012 г.) 4,5-12,4 16 Плиты железобетонные предварительно напряженные для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.1-84 БСК 20,1 (2013 г.) до 10,2 17 Плиты железобетонные с ненапрягаемой арматурой для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.2-84 (В500С и А500СП) БСК 20,2 (2013 г.) 7,04-8,0 18 Плиты железобетонные для покрытия городских дорог. Арматурные и монтажно-стыковые изделия (В500С по ТУ 14-5627-1012) ГОСТ 21924.3-84 БСК 20.3 (2013 г.) см. поз. 16 и поз. 17 19 Железобетонные прогоны Серия 1.225-2 вып.11 БСК 21.11 (2013 г.) 2,4-5-13,7 20 Железобетонные прогоны Серия 1.225-2 вып. 12 БСК 21.12 (2013 г.) 8,9-5-18 21 Плиты железобетонные ленточных фундаментов ГОСТ 13580—85 БСК 22 (2013 г.) 1,34-13,3 22 Железобетонные опоры ВЛ 10 кв Железобетонные элементы опор БСК 25.7 (2014 г.) 23 Унифицированные конструкции фундаментов для стальных опор ВЛ35-500 кв Серия 3.407.1-144 вып. 1 БСК 26.1 (2014 г.) 0,22-5-20,4 24 Унифицированные конструкции свайных фундаментов для стальных опор ВЛ35-500 кв Сваи вибрированные и центрифугированные Серия 3.407.9-146 вып.2 БСК 27.2 (2014 г.) 9,8-5-16,8 25 Жилые панельные здания до 24 этажей Серия И -155 до 15 26 Колонны легкого каркаса Серия PC 2261-92 до 20 * За консультациями и по вопросам приобретения данной книги и чертежей переработанных типовых серий обращаться по тел.: 8 (499) 174-75-09; 8 (499) 174-74-49; e-mail: niizhbmeshkov@yandex.ru 271
ЛИТЕРАТУРА 1. Монолитный железобетон в московском строительстве. Материалы семинара. — М. 1991 г. с. 131. 2 Семченков АС. Обрушение: предпосылки и причины. ЖБИ и конструкции. — 2010 — № 1 с. 40—41. 3. Расторгуев Б.С., Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных зданий после внезапного разрушения одной колонны. Сейсмостойкое строительство. Безопасность со- оружений. 2006, № 1, с. 12—15. 4. Расторгуев Б.С. Обеспечение живучести зданий при особых динамических воздействиях. Сейс- мостойкое строительство. Безопасность сооружений. 2003, № 4, с. 12—15. 5. Технология и индустриализация армирования железобетонных конструкций Часть 1. Констру- ирование. Пособие. — М., 1975, с. 183 6. Алмазов В.О. Проектирование железобетонных конструкций по Евронормам. — М.2017, с. 215. 7. Мадатян С.А. Арматура железобетонных конструкций. Москва, ООО «Воентехлит», 2000, с.256. 8. Тихонов И.Н., Гуменюк В.С., Мешков В.З., Кириленко О.М. Современные требования к арма- туре, поставляемой в мотках. Бетон и железобетон. — 2006 — № 1 — с. 7—11. 9. Тихонов И.Н. Проектирование элементов зданий из железобетона на аварийные нагрузки с уче- том свойств арматурного проката. Строительная механика и расчет сооружений. — 2007 — № 5 — с. 52-56. 10. Тихонов И.Н., Мешков В.З., Судаков Г.Н. Эффективная стержневая арматура. Бетон и железо- бетон. — 2004 — № 5 — с. 18—23. 11. ТУ 14-15526-2006 с изм. № № 1-4. 12. СТО 36554501 -005-2006**. Применение арматуры класса А500СП в железобетонных конструк- циях. ОАО «НИЦ «Строительство». — М. 2013. — 9 с. 13. Мулин Н.М., Коневский В.П., Судаков Г.Н. Новые типы профиля для стержневой арматуры. Эффективные виды арматуры для железобетонных конструкций. Сб. Научных трудов. — М. НИИЖБ, 1970-с. 16-45. 14. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из бетона и желе- зобетона (без предварительного напряжения). — М. Стройиздат. — 1978-175 с. 15. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). — М.: ОАО «ЦНИИПромзда- ний», 2005-214 с. 16. СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции» Актуализированная редакция СНиП 52-1-2003. 17. Рекомендации по защите монолитных жилых зданий от прогрессирующего обрушения. — М. Правительство Москвы, 2005. 18. Попов Н.Н., Расторгуев Б.С. Расчет конструкций специальных сооружений. — М. Стройиздат, 1990. - 208 с. 19. Гвоздев А.А. К расчету конструкций на действие взрывной волны Строительная промышлен- ность. — 1943, № 1-2. 20. Попов Н.Н., Расторгуев Б.С., Забегаев А.В. Расчет конструкций на динамические специаль- ные нагрузки. — М. Высшая школа. — 1992. 21. Тихонов И.Н. Расчет сечений железобетонных элементов при действии кратковременных ди- намических нагрузок. Бетон и железобетон. — 1991, № 9. — с. 18—20. 22. Расторгуев Б.С., Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных зданий после внезапного разрушения одной колонны. Сейсмическое строительство. Безопасность соору- жений. - 2006, № 1, с. 12-15. 272
23. Кай Зий Кхой. Динамика прогрессирующего разрушения монолитных многоэтажных карка- сов. Диссертация на соискание степени к.т.н. — М. МГСУ, 2010. 24. Тихонов И.Н., Саврасов И.П. Экспериментальные исследования предельных состояний желе- зобетонных балок с арматурой класса прочности 500МПа. Жилищное строительство. — 2010 № 8. 25. Тихонов И.Н., Саврасов И.П. Исследование прочности железобетонных балок с арматурой класса А500 при действии поперечных сил. Жилищное строительство. — 2010 — № 9. 26. СТО 365 545501-016-2009 «Строительство в сейсмических районах». ФГУП «НИЦ «Строитель- ство». — М.2011. — 52 с. 27. СП 14.13330.2011 «Строительство в сейсмических районах». Актуализированная редакция СНиП 11-7-81*. 273
X-Frontier
, 07 октября 2017 в 22:09
#1
Спасибо за труд выложившего, а теперь выскажусь по авторам…
Все конечно знают, что данное «творение» г-на Тихонова и иже с ним, не что иное, как содранное «Руководство по конструированию», выпущенное на основе книги Виноградова. Все это приправлено выхваченными данными статей, из бюллетеня «Бетон и железобетон». Отдельный разговор по иллюстрациям-примерам. Это до какой степени, надо было накуриться, чтобы впихнуть в данное издание что-то находящееся, к примеру, чисто навскидку, на стр.198, 263, да и многих других ??? Это тонкая форма издевательства «автора/ов» ?
Листая такие «издания», начинаешь осознавать всю глубину падения нашей науки. Факт того, что переход на Еврокоды скоро станет, в силу безысходности — единственно ожидаемым результатом, даже начинает внушать оптимизм.
Kaha251184
, 08 октября 2017 в 19:55
#2
Спасибо
nata_mara
, 12 октября 2017 в 07:22
#3
Цитата:
Сообщение #1 от X-Frontier
Отдельный разговор по иллюстрациям-примерам. Это до какой степени, надо было накуриться, чтобы впихнуть в данное издание что-то находящееся, к примеру, чисто навскидку, на стр.198, 263, да и многих других ??? Это тонкая форма издевательства «автора/ов» ?
Согласна, подписываюсь, из опыта: потом вот таких якобы умных книжек самих светил науки насмотрятся молодые спецы и даже не читают СП, а тупо по этим примерам армируют, не задумываясь о допусках… Как можно такое вообще выпускать еще и перепечатывать старые же ошибки!!
Concreteb30
, 26 октября 2020 в 22:28
#4
Скачал, посмотрел. Это не книга это бред, как такое пустили в печать. Эту книгу надо изъять из обращение ввиду опасности которой она из себя представляет. Меня неделю после этой книги отпаивали……(Виски был замечательным)
Вениамин93
, 20 февраля 2021 в 14:11
#5
Цитата:
Сообщение #3 от nata_mara
Цитата:Сообщение #1 от X-FrontierОтдельный разговор по иллюстрациям-примерам. Это до какой степени, надо было накуриться, чтобы впихнуть в данное издание что-то находящееся, к примеру, чисто навскидку, на стр.198, 263, да и многих других ??? Это тонкая форма издевательства «автора/ов» ?
Согласна, подписываюсь, из опыта: потом вот таких якобы умных книжек самих светил науки насмотрятся молодые спецы и даже не читают СП, а тупо по этим примерам армируют, не задумываясь о допусках… Как можно такое вообще выпускать еще и перепечатывать старые же ошибки!!
Здравствуйте, а не могли бы вы подсказать проверенное, детальное пособие по Армированию кж
Розмысл
, 03 марта 2021 в 07:01
#6
ну мне этот справочник нравится. я его постоянно обласкиваю закладками и гиперссылками. очень практичный справочник.
admitich
, 22 марта 2022 в 11:53
#7
Отличное справочное пособие. Это новая версия старого издания. Спасибо ! Качество скана замечательное.
AlexKniga
, 29 декабря 2022 в 20:33
#8
Правильное название раздаваемой книги:
Тихонов ИН, Мешков ВЗ, Расторгуев БС = Проектирование армирования железобетона. 2015
В НИИЖБ в
последнее время ведутся работы по эффективному применению
холоднодеформированной арматуры диаметром 4-12 мм в унифицированных сетках.
Этот вид арматурной продукции может быть эффективно использован в сборном и
монолитном домостроении. В России нашли массовое применение рулонные и плоские
сетки из арматурной холоднодеформированной проволоки класса Вр-I диаметром 4 и
5 мм. В московском регионе унифицированные сетки из холоднодеформированной
арматуры диаметром 6-10 мм классов В400С и В500С производятся в ограниченном
объеме 4-5-ю предприятиями-изготовителями. Из-за низких пластических свойств
эти сетки применяются в основном в неответственных железобетонных конструкциях.
В настоящее
время с целью увеличения объемов применения унифицированных арматурных сеток в
монолитном домостроении для рабочего (расчетного) армирования в НИИЖБ,
совместно с группой «ДиПОС», ведутся работы по совершенствованию технологии
производства холоднодеформированной арматуры с улучшенными пластическими
свойствами.
Как показывает
практика проектирования, замена армирования одиночными стержнями плосткостных
несущих конструктивных элементов монолитных зданий (фундаменты, перекрытия,
стены) на армирование унифицированными сетками позволяет значительно снизить
трудозатраты по армированию. Замена стержней класса А400 на стержни класса
прочности 500 МПа с использованием в сетках промежуточных диаметров позволит
обеспечить экономию арматуры до 5-10 % даже с учетом перерасхода на нахлестку
сеток. Примеры конструирования рабочего армирования фрагментов перекрытий
гражданских зданий одиночными стержнями и унифицированными сетками производства
группы «ДиПОС» приведены на рисунках 10а и 10б.
Рисунок 10а — Вариант полевого нижнего
армирования перекрытия жилого здания
Рисунок 10б — Вариант полевого нижнего
армирования перекрытия гаража
1.3
Винтовой арматурный прокат
Винтовой
арматурный прокат отличается от обычного тем, что выступы его периодического
профиля служат не только для сцепления с бетоном, но и образуют винтовую
нарезку по всей длине стержней с целью навинчивания разного рола винтовых
крепежных элементов — гаек, муфт, анкерных гаек и т.д. (рис. 11). Таким
образом, арматурный стержень по сути превращается в винтовую шпильку большой
длины (до 12 м из условий перевозки), что открывает большие возможности для
применения винтовой арматуры в строительстве.
Рисунок 11 — Арматура винтового профиля с правой
резьбой разного поперечного сечения
А — с продольными лысками (немецкая ГЕВИ-сталь (GEWI-Stahl); Б — с
продольными желобками (фирма Сумитомо (SUMITOMO)
Винтовую
арматуру впервые начали делать и применять в Германии в конце 60-х годов по инициативе
строительной фирмы ДИВИДАГ (DYWIDAG), производство арматуры было освоено на
металлургическом заводе Peine-Salzqitter. Арматура выпускается двух основных
видов — для ненапряженного железобетона класса BSt420RU (в настоящее время
BSt500S) диаметром 16-50 мм и высокопрочная (классов 835/1030, 900/1100 и
1080/1230) диаметром 15,0-36,0 мм. В Японии фирмой СУМИТОМО (SUMITOMO)
производится и применяется винтовая арматура классов SD30, SD35 и SD40
диаметром от 19 до 57 мм. В Венгрии в начале 80-х годов на Оздском метзаводе
освоено производство винтовой арматуры классов BSt420/500 и BSt835/1030. В
рекламном проспекте этого завода указывается сортамент 12-40 мм арматуры этих
классов. Соединительные элементы за рубежом изготавливаются в основном или из
шестигранника, или с использованием литья (анкерные и спецгайки) с
изготовлением внутренней резьбы с использованием методов обработки металла
резанием.
На
металлургических предприятиях бывшего СССР с конца 70-х годов предпринималось
несколько попыток освоения производства винтовой арматуры (все с участием
НИИЖБ). Ниже приводятся список этих предприятий в хронологическом порядке и
виды арматуры, которые на них осваивались:
— Донецкий
металлопрокатный завод, № 25, A-III;
— Макеевский
меткомбинат, № 25 и 32, А-III и Aт-V;
— Криворожский
меткомбинат, № 18, 25 и 32, А-III и Aт-V:
—
Западно-Сибирский меткомбинат, № 14, 16, 18, 20 и 25, классов A-III, A500C,
Aт-V, Aт-VII и № 36 класса А500С;
— Череповецкий
меткомбинат, № 36 класса A-V (23X2Г2T).
В ощутимых
количествах (порядка сотен тонн) винтовая арматура производилась на
Криворожском, Западно-Сибирском, Череповецком меткомбинатах и Белорусском
металлургическом заводе, в настоящее время техническую возможность производства
винтовой арматуры сохранили только Запсибметкомбинат и Белорусский
металлургический завод.
Начиная с 70-х
годов предпринималось несколько попыток создания технологии производства
крепежных элементов для винтовой арматуры (все с участием НИИЖБ).
Для зарубежного
строительства область применения винтовой стали в монолитном железобетоне
является наиболее массовой, несмотря на повышенную цену винтовой арматуры по
сравнению с обычной, дополнительные расходы на муфты и гайки и усложнение
технологии стыковки стержней (затяжка контргаек нормируемым усилием для исключения
податливости муфтовых стыков вследствие обмятия резьбы). Это объясняется тем,
что за рубежом в монолитном железобетоне арматура в основном стыкуется
внахлестку без сварки, при этом, по немецким источникам, для реальных объектов
расход арматурной стали на стыковку может доходить до 50 % массы всей рабочей
арматуры. Кроме того, для сильно нагруженных конструкций (колонн нижних этажей
высотных административных и промышленных зданий, фундаментных стоек и т.п.)
насыщение сечений арматурой может быть таким большим, что само размещение в
пределах сечения конструкции арматуры, стыкуемой внахлестку, становится
проблематичным, так как приводит к ухудшению качества бетона вследствие плохих
условий его вибрации. При этих условиях применение винтовой арматуры становится
эффективным. В зарубежной практике винтовая арматура с пределом текучести 500
Н/мм2 (например, класса BSt500S по стандарту Германии DIN488)
применяется в разнообразных монолитных конструкциях зданий и сооружений —
атомных и тепловых электростанций, конструкциях мостов (опор мостов, пилонов и
т.п.), тоннелей метро, производственных, административных и спортивных зданий и
т.п. В настоящее время для вышеуказанных целей используется винтовая арматура
диаметром 16-50 мм с пределом текучести 500 Н/мм2 (по европейской
классификации В500) в комплекте с соединительными элементами (рис. 12).
Контргайки муфтовых соединений и концевых анкеров затягиваются нормируемым
усилием.
Рисунок 12 — Ненапрягаемая винтовая арматура с
основными винтовыми соединениями
а — сжато-растянутый стык с контргайками; б
— сжатый стык с контргайками; в — сжатый (контактный) стык; г —
два вида концевых анкеров винтовой арматуры; 1 — соединительная муфта; 2 —
контргайка; 3 — щель для контроля контакта стержней; 4 — анкерная гайка; 5 — анкерная
шайба
В отличие от
Западной Европы в России и странах СНГ арматуру в монолитном железобетоне в
основном стыкуют с использованием нахлеста и сварки, что до 2005 г. было
значительно дешевле, чем винтовые стыки. С увеличением длины нахлеста по СП
52-101-2003 на 15-30 % внедрение безнахлесточных стыков, в том числе
винтовых, стало актуальным и экономически целесообразным в России. Существуют
виды монолитных конструкций, в которых сварка не разрешается в принципе по
соображениям пожарной безопасности. Прежде всего это монолитные железобетонные
дымовые трубы и градирни тепловых электростанций, арматура которых соединяется
по длине с использованием стыков внахлестку без сварки анкерными гайками,
соединительными муфтами, трубками для инъецирования и т.п.
Прутки винтовой
арматуры в комплекте с гайками могут использоваться для крепления щитов
опалубки при бетонировании бетонных и железобетонных конструкций в построечных
условиях. При этом арматурные прутки выполняют роль винтовых стяжек; эти стяжки
могут быть многократного использования (извлекаются после распалубки) или
остающимися в бетоне (рис. 13). В настоящее время, в связи с возрастающим
объемом строительства монолитных железобетонных жилых и общественных зданий
(особенно в Москве), действует большое число заграничных и отечественных фирм,
поставляющих инвентарную опалубку разнообразной конструкции (стальную,
деревометаллическую, дюралевую и т.п.), которая комплектуется тяжами из
винтовой арматуры. Заграничные фирмы (например, немецкие QUICK, Bauer, Paschal)
используют высокопрочную винтовую арматуру номинального диаметра 15 мм.
Параметры резьбы этой арматуры приведены в таблице 7.
Рисунок 13 — Схема крепления опалубки с
использованием в качестве тяжей винтовой арматуры
а — извлекаемый тяж; б
— тяж, остающийся в бетоне; 1 — тяж из винтовой арматуры; 2 — гайка; 3 —
подкладка; 4 — конструкция опалубки; 5 — железобетонная стена; 6 —
неизвлекаемая пластмассовая трубка; 7 — заглушка
Таблица
7
Параметры винтовой арматуры номинального диаметра 15 мм
(резьба правая)
|
Площадь поперечного сечения, |
Сердечник стержня |
Поперечные выступы |
|||||
|
d1 |
D2 |
Шаг С |
Высота а |
Ширина b |
Радиус сопряжения r |
Угол при вершине α, град |
|
|
177 |
14,85±0,35 |
14,6±0,4 |
10+0,3-0,1 |
1,00,3 |
4,0°-0,6 |
0,8 |
90 |
|
Примечание. Обозначение параметров — на рисунке 11, |
В
Москве фирма «Выбор-19» одно время использовала винтовую арматуру производства
Запсибметкомбината диаметрами 14, 16 и 18 мм классов Ат800 и А500С. Арматура
диаметром 16 мм класса Ат800 Запсибметкомбината в комплекте с гайками из
шестигранника № 32 с точеной резьбой применялась для крепления нестандартной
опалубки при возведении монолитных железобетонных пилонов висячего покрытия
стадиона «Локомотив» в Москве.
Кроме винтовой
арматуры в Москве используются прутки длиной до 2 м с резьбой, накатанной без
нагрева (процесс холодной винтовой прокатки). Практика применения показала
невысокую надежность таких тяжей — отмечались случаи хрупких разрушений
холоднодеформированных прутков-стяжек в процессе вибрации бетонной смеси в
опалубке.
Потребителями
винтовой стали для крепления опалубки являются:
— строительные
фирмы, постоянно применяющие инвентарную опалубку, так как тяжи, комплектующие
опалубку, выходят из строя в процессе ее эксплуатации;
— фирмы —
изготовители инвентарной опалубки. В настоящее время потребность в этой стали
небольшая, но она будет неизбежно расти с увеличением объемов применения в РФ
монолитного железобетона.
В
строительстве применяется большое количество типов фундаментных болтов. Болты
служат в основном для крепления к железобетонным фундаментам технологического
оборудования и разного рода строительных конструкций: стальных опор ЛЭП,
стальных стропильных и подстропильных ферм, балок и т.п. Болты изготавливаются
в основном из стали Ст.3 исходя из условий их эксплуатации, желательна
повышенная стойкость болтов к действию динамических нагрузок. В связи с этим
возможно применение в качестве болтов арматуры винтового профиля класса А500С,
изготавливаемой из стали Ст.3 с использованием термомеханического упрочнения
как обладающей повышенным сопротивлением к действию динамических нагрузок.
Кроме того, винтовая арматура в качестве болтов имеет следующие преимущества:
имеет крупную трапециевидную резьбу, менее подверженную повреждениям в процессе
монтажа по сравнению с метрической, и обладает хорошим сцеплением с бетоном.
В связи с тем
что винтовая арматура по существу является винтовой шпилькой большой длины, она
может применяться в строительстве для разных целей в качестве тяжей и стяжек, в
частности для ремонтных и восстановительных работ, крепления сантехнического
оборудования, трубопроводов и временных лесов для проведения монтажных и
отделочных строительных работ.
Отдельным
объектом эффективного применения винтовой арматуры является ее использование в
качестве анкерных элементов крепления стен в грунте, широко применяемых в
подземном монолитном строительстве.
1.4
Канатные элементы и их применение в предварительно напряженных перекрытиях
зданий
Канатный
арматурный элемент (КАЭ) образуется из канатной арматуры (К-7) в смазке и в
оболочке (ПНД) и поставляется в мотках и практически неограниченной длины.
Применяются
канатные арматурные элементы для преднапряжения монолитных безригельных
перекрытий с увеличенным шагом колонн до 12-18 м в домостроении, а также в
сооружениях с большими пролетами.
Конструктивная
схема зданий представляет собой каркасную безригельную систему из монолитного
железобетона с преднапряженными в построечных условиях перекрытиями.
Канатные
арматурные элементы располагаются по эпюре изгибающих элементов в надколонных
полосах, в продольном и поперечном направлениях.
Принятая
конструктивная схема, образующая рамно-связевой монолитный каркас с
предварительно напряженными перекрытиями, обеспечивает пространственную
устойчивость здания и восприятие внешних силовых воздействий, а также является
положительным моментом для предотвращения прогрессирующего обрушения при чрезвычайных
ситуациях.
Плоское
напряженное состояние обжатия плиты увеличивает жесткость плиты, а также
улучшает условия работы плиты на продавливание.
Расчеты
преднапряженных элементов плит проводятся по первой категории трешиностойкости,
при которой не допускаются возникновение и раскрытие трещин, т.е. в упругой
постановке. В расчетах учитываются степень обжатия бетона, усилия отпора,
возникающие при натяжении канатных арматурных элементов.
Технология
производства работ по устройству преднапряженного перекрытия следующая. В
опалубку укладываются нижняя арматурная сетка, каркасы по осям колонн, затем
канатные арматурные элементы, после — верхняя арматурная сетка. Располагается
КАЭ в сечениях перекрытий по эпюре изгибающих моментов. После бетонирования и
набора передаточной прочности производятся натяжение КАЭ и передача усилия
натяжения на бетон. Фиксация КАЭ в натянутом состоянии производится по
периметру перекрытия с помощью анкерных втулок.
Оставляя
временные опоры перекрытия, до натяжения КАЭ можно монтировать последующие
этажи по существующим технологиям возведения монолитных каркасных зданий.
По данной
технологии при участии НИИЖБ построены следующие объекты в Москве:
гараж-стоянка в Южном Бутове, 25-этажное административно-офисное здание,
многофункциональный торгово-развлекательный комплекс «Ереван-Плаза», а также
13-этажный жилой дом в г. Санкт-Петербурге, Торгово-развлекательный комплекс в
г. Коломне, производственно-логистический комплекс в г. Домодедово и др. (рис.
14 и табл. 7а).
Рисунок 14 — Армирование монолитного перекрытия
многофункционального Торгово-развлекательного комплекса с использованием
предварительно напряженной канатной арматуры (конструктивная система НИИЖБ), г.
Коломна
Таблица
7а
Сравнительная оценка материалоемкости, трудоемкости и себестоимости 1 м2
перекрытия ячейки каркаса пролетом 9×9 м с системой традиционной и
преднапряженной
|
Наименование работ |
Ед. изм. |
Количество |
Стоимость ед., руб. |
Стоимость общ., руб. |
||||
|
Варианты |
||||||||
|
1 |
2 |
1 |
2 |
1 |
2 |
|||
|
Бетонирование В25 |
м3 |
0,22 |
0,22 |
3000 |
3000 |
660 |
660 |
|
|
Армирование ненапряженное |
кг |
48 |
17,5 |
25 |
25 |
1200 |
438 |
|
|
Система преднапряженная, включая стоимость |
м2 |
— |
1 |
— |
425 |
— |
425 |
|
|
Трудоемкость и себестоимость |
бетон, раб. |
чел.-ч |
0,461 |
0,38 |
78 |
78 |
36 |
29 |
|
арматурн. |
чел.-ч |
1,845 |
0,95 |
78 |
78 |
144 |
74 |
|
|
опалубочн. |
чел.-ч |
2,306 |
1,45 |
78 |
78 |
180 |
113 |
|
|
Итого стоимость 1 м2 |
2220 |
1739 |
||||||
|
Примечание. Экономическая эффективность применения |
2 ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ
Количество
арматуры в элементах конструкций монолитных железобетонных зданий определяется
расчетом с выполнением требований первой (по несущей способности) и второй
(трещиностойкости и деформативности) групп предельных состояний в соответствии
с указаниями СП
52-101-2003, СП 52-103-2007 и СТО
36554501-005-2006 (для А500СП) к СНиП 52-01-2003.
Расчет
армирования производится по усилиям, отвечающим предельным состояниям
конструкций здания в целом, а также отдельных его элементов на всех стадиях —
изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации. Расчетные схемы
должны отвечать принятым конструктивным решениям.
Усилия и
деформации от различных воздействий в конструкциях при наличии разработанных
методик расчета следует определять с учетом возможного образования трещин и
неупругих деформаций в бетоне и арматуре (физическая нелинейность), а также с
учетом в необходимых случаях деформированного состояния конструкций перед
разрушением (геометрическая нелинейность).
Нормативные
значения нагрузок и воздействий, коэффициенты сочетаний, коэффициенты
надежности по нагрузке, коэффициенты надежности по назначению, а также
подразделение нагрузок на постоянные и временные (длительные и кратковременные)
принимаются согласно СНиП 2.01.07-85* и конкретизируются для
высотных зданий и комплексов высотой более 75 м (МДС
20-1.2006).
3 ТРЕБОВАНИЯ ПО ЗАЩИТЕ ЗДАНИЙ ОТ
ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ
Здания из
монолитного железобетона должны быть защищены от прогрессирующего обрушения в
случае локального разрушения несущих конструкций в результате возникновения
аварийных чрезвычайных ситуаций.
Устойчивость здания
против прогрессирующего обрушения должна проверятся расчетом и обеспечиваться
конструктивными мерами, способствующими развитию в несущих конструкциях
пластических деформаций при предельных нагрузках.
Расчет
устойчивости здания необходимо производить на особое сочетание нагрузок,
включающих постоянные и длительные нагрузки при наиболее опасной схеме
локального разрушения. Таковой в каркасных зданиях является разрушение
(удаление) колонн (пилонов) либо колонн (пилонов) с примыкающими к ним
участками стен, расположенных на одном (любом) этаже на площади локального
разрушения [6].
Постоянные и
временные нагрузки следует принимать с коэффициентом сочетаний нагрузок и
коэффициентами надежности по нагрузкам, равными единице. Величины деформаций и
ширина раскрытия трещин в конструкциях не регламентируются. Расчетные
прочностные и деформативные характеристики материалов принимаются равными их
нормативным значениям согласно действующим нормам проектирования железобетонных
конструкций.
Для расчета
зданий при прогрессирующем обрушении следует использовать пространственную
расчетную модель. В модели могут учитываться элементы, являющиеся ненесущими в
обычных условиях (наружные стены, ограждения балконов и т.п.), которые в случае
прогрессирующего обрушения могут воспринимать аварийные нагрузки и активно
участвовать в перераспределении усилий в элементах конструктивной системы.
Расчет здания
предпочтительно выполнять с использованием сертифицированных программных
комплексов, допускающих возможность учета физической и геометрической
нелинейности жесткостных характеристик элементов, что обеспечивает наибольшую
достоверность расчета и снижение дополнительных материалозатрат.
Принимая во
внимание перечисленные выше допущения к расчету зданий при прогрессирующем
обрушении, следует предположить, что эти допущения могут при определенных
обстоятельствах обеспечить положительные результаты расчета при отсутствии или
минимальном увеличении расхода материалов (бетона и арматуры).
Для оценки
критических величин габаритных размеров сетки колонн разноэтажных каркасных
зданий с регулярной структурой из монолитного железобетона могут быть
использованы приведенные ниже результаты их статических расчетов на
прогрессирующее обрушение по рекомендуемой методике [6].
Расчеты выполнялись с использованием возможностей программного комплекса «Лира
9.2». Принятая очередность расчета:
— статический
расчет здания в упругой постановке по расчетным нагрузкам и сопротивлениям
материалов для 1 и 2 групп предельного состояния. Жесткостные характеристики материалов
— условные, принятые одинаковыми отдельно для перекрытий и колонн;
— определение
армирования перекрытий по статическому расчету, корректировка пролетных и
опорных зон армирования плиты перекрытия по максимальным пролетным моментам и
принципу его непрерывности и симметричности в растянутых и сжатых зонах с
сохранением расчетного армирования надопорных зон;
— внесение
изменений в жесткостные характеристики материалов, учитывающих принятое
армирование;
— изменение
типа конечных элементов расчетной схемы на геометрически и физически
нелинейные;
— введение
трехлинейных диаграмм деформирования для бетона и двухлинейной диаграммы для
арматуры согласно СП
52-101-2003;
— введение
откорректированных расчетных сопротивлений материалов с их увеличением путем
умножения на коэффициенты динамического упрочнения (коэффициенты условий
работы);
— снижение
нагрузки на перекрытие до величин постоянной и длительной нагрузки с
коэффициентами сочетания и надежности, равными единице;
— удаление
одной колонны нижнего этажа и перерасчет здания с новыми условиями итерационным
методом;
— оценка
результатов расчета.
Колонны были
приняты сечением 400×400 мм, толщина перекрытия 200 мм, арматура класса
прочности А500, класс бетона В25. Суммарная величина принятой при статических
расчетах равномерно распределенной нагрузки составила 1100 кгс/м2,
дополнительной полосовой нагрузки 1300 кгс/м2.
Характерные
схемы нагружения, принятые в выполненных расчетах, и его результаты приведены в
таблице 8.
Таблица 8
|
№ расчетной схемы нагружения |
Расчеты критические (максимальные) размеры |
||||
|
При статическом расчете в упругой постановке |
При |
||||
|
3-этажного |
10-этажного |
17-этажного |
30-этажного |
||
|
1 |
9×9 |
7,5×7,5 |
6,6×6,6 |
5,5×5,5 |
4×4 |
|
2 |
9×9 |
6,8×6,8 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
3 |
9×9 |
7,0×7,0 |
5.8×5.8 |
5,0×5,0 |
3,6×3,6 |
|
4 |
9×9 |
7,5×6,5 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
5 |
9×9 |
7,5×6,5 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
6 |
8,7×8,7 |
6.1×6,1 |
5,1×5,1 |
4,2×4,2 |
3,1×3,1 |
|
7 |
8,7×8,7 |
6,4×6,4 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
Графическое
отображение схем нагружения представлено на рис. 15.
Рисунок 15 — Расчетные схемы нагружения
Главные
напряжения и расчетные схемы раскрытия трещин в перекрытиях приведены на
рисунках 16-18.
Рисунок 16 — Главные
напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии первого этажа
3-этажного здания
Рисунок 17 — Главные
напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии первого этажа
10-этажного здания
Рисунок 18 — Главные напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии
первого этажа 30-этажного здания
В
результате выполненных расчетов получены данные, которые могут служить ориентиром
для оценки эффективности и экономической целесообразности принятых на стадии
предпроектных разработок объемно-планировочных решений каркасных зданий,
проектируемых с учетом исключения прогрессирующего обрушения.
Превышение
размеров сеток колонн, приведенных в таблице 8,
может создать условия для потери устойчивости здания от прогрессирующего
обрушения. При этом предотвращение обрушения потребует значительного увеличения
расхода бетона и арматуры и усложнения проектных решений армирования
конструкций и их узловых соединений.
Совершенствование
расчетной модели, например, путем использования трехлинейной диаграммы арматуры
класса прочности 500 МПа, перераспределения усилий за счет раскрытия шарниров
пластичности, учета влияния распора на несущую способность перекрытий, а также
увеличение высоты сечения перекрытия и применение бетона более высокой
прочности позволят откорректировать приведенные в таблице 8 критические размеры сетки колонн в сторону
увеличения.
При превышении
критических размеров сетки колонн проверка здания на устойчивость против
прогрессирующего обрушения производится на основании сопоставления усилий в
отдельных конструктивных элементах, полученных из статического расчета с
предельными усилиями, которые могут быть восприняты этими элементами.
Устойчивость здания против прогрессирующего обрушения обеспечена, если для
любого элемента соблюдается условие F≤S, где F и S
соответственно усилие в конструктивном элементе и его расчетная несущая
способность, найденные с учетом указаний, приведенных выше.
Конструкции,
для которых требования по прочности не удовлетворяются, должны быть усилены
дополнительным армированием или увеличением сечения элементов.
Так как
разрушение колонны каркасного здания может быть мгновенным (взрыв),
эксплуатационная статическая нагрузка в расчетах на прогрессирующее нагружение
должна приниматься как динамическая нагрузка [7].
Динамический характер нагружения в этом случае учитывается коэффициентом
динамичности по нагрузке
γ = qud/q0, (1)
где qud
— предельная нагрузка на перекрытие с удаленной колонной (пилоном, участком
стены);
q0 — нормативная постоянная и
длительная временная нагрузка. Из работы [7]
(2)
где Kpl — коэффициент пластичности, равный отношению полного прогиба элемента
к предельному упругому.
Из формулы (2)
следует, что коэффициент динамичности будет равен двум при равенстве полного и
упругого прогибов, что возможно в случае равенства относительной высоты сжатой
зоны ξ = х/h0 ее граничному значению
ξR.
При
относительной высоте сжатой зоны ξ = х/h0≤0,25 коэффициент
пластичности может быть определен по формуле из [8]
(3)
где εbmd
— краевые относительные деформации сжатого бетона
(4)
εbuld — относительные деформации бетона при центральном сжатии, εbuld = 0,002;
ωd
— коэффициент полноты эпюры напряжения сжатой зоны бетона,
ωd
= 0,85-0,006·Rbd, (5)
Rbd — напряжения бетона при динамическом нагружении;
Rbd = Rdnγ*bv,
Rbn — нормативное значение
сопротивления бетона сжатию;
γ*bv — коэффициент динамического
упрочнения бетона при сжатии.
Для железобетонных
элементов, имеющих расчетное армирование сжатой зоны γ*bv = l,l, не имеющих расчетного армирования γ*bv = 1,2 [9]
Es — модуль упругости
арматуры,
Es = 2·105МПа;
Rsd — расчетное значение
сопротивления арматуры растяжению при динамическом нагружении,
Rsd = γ*svRsn,
Rsn —
нормативное значение сопротивления арматуры растяжению;
γ*sv — коэффициент динамического упрочнения арматуры при растяжении.
Для арматуры с Rsd = 400 МПа и Rsd = 500 МПа γ*sv = 1,1;
ξd
= хd/h0 — относительная высота
сжатой зоны бетона при динамическом нагружении, определяемая по СНиПу при
динамическом сопротивлении арматуры растяжению Rsd, сжатию Rscd
и бетона Rbd, вычисляемых как произведения коэффициентов
динамического упрочнения и нормативных сопротивлений материалов
Rscd = γ*scvRsc.
Для арматуры с Rsn
= 400 МПа, Rsc = 400 Мпа
γ*scv = 1,05
с Rsn
= 500 МПа, Rs = 450 Мпа
γ*scv = 1,0.
На рисунке 19
приведены расчетные графические зависимости коэффициента динамичности по
нагрузке у от коэффициента пластичности Кpl и ξd.
Рисунок 19 — Зависимость коэффициента динамичности по
нагрузке γ от коэффициента пластичности Кpl и ξd
Графики
построены для арматуры класса прочности 500 МПа и бетона разных классов.
Из приведенного
рисунка можно заключить, что увеличение армирования для повышения несущей
способности железобетонных элементов влечет за собой увеличение относительной
высоты сжатой зоны ξd, снижение пластической
работы конструкций Кpl и обусловливает
необходимость использовать при проектировании зданий на прогрессирующее
обрушение методики расчета железобетона при кратковременных динамических
нагрузках с учетом коэффициента динамичности по нагрузке γ. Это приведет к
дополнительным материальным затратам. В практике проектирования железобетонных
изгибаемых элементов зданий с учетом защиты от прогрессирующего обрушения
следует при армировании выполнять условие ξd<0,25.
Самое наивыгодное армирование изгибаемого элемента, рассчитываемое на
прогрессирующее обрушение, когда ξd<0,1, но в этом случае
при проверке прочности величины Кpl по формуле (3) не должны превышать предельно допустимые значения 
, которые можно определить по формуле (6)
(6)
где 
— предельно
допустимое равномерное относительное удлинение, обеспеченное с вероятностью
выше 0,975 (M-2S), по данным НИИЖБ, можно принять 
= 0,05 (рис.
6, 7).
Для арматуры
класса прочности 500 МП
Расчет сечений
железобетонных элементов при прогрессирующем обрушении с учетом максимально допустимой
величины коэффициента пластичности 
и, следовательно,
минимально возможном коэффициенте динамичности по нагрузке γ можно
выполнять по формулам (7) и (8). Здесь не учитывается работа сжатой арматуры,
так как при ξmind высота сжатой зоны х
меньше 2а‘, где а‘ — защитный слой бетона арматуры сжатой зоны.
(7)
(8)
где Mud
— момент от эквивалентной статической нагрузки Mud = γМu
при Кpl = 
, γ≤1,1;
ξmind
— минимальная относительная высота сжатой зоны бетона, соответствующая
максимально допустимым пластическим деформациям растянутой арматуры
(9)
где η —
коэффициент, учитывающий работу арматуры при напряжениях выше физического или
условного предела текучести η≤σb/σт(0,2);
σb
и σт(0,2) — нормируемые величины временного
сопротивления и физического или условного предела текучести арматурной стали
при растяжении по ГОСТ
5781-82, СТО
АСЧМ 7-93, ТУ
14-1-5526-2006. Для арматуры класса прочности А500 (А500С, А500СП) η =
1,1, для В500 η = l,0.
3.1
Очередность расчета по приведенной методике для вновь проектируемых зданий и
при экспертизе проектных решений [10]
1. Выполняется
статический расчет здания по общепринятой методике. При этом устанавливаются
размеры сечения перекрытий.
2. По формуле
(9) и принятым характеристикам материалов определяется величина ξmind,
при этом γ = 1.
3.
Предполагается образование пластического шарнира на опоре с возможностью
перераспределения части опорного момента в пролет.
4. По принятым
ξmind и h0 (см.
п. 1), с использованием формулы (8), определяется верхнее армирование в зоне
максимальных опорных моментов. Нижняя арматура в опорном и пролетном сечениях
принимается равной надопорной.
5. Вносятся
изменения в жесткостные характеристики материалов расчетной модели, учитывающие
принятое в п. 4 армирование.
6. Типы
конечных элементов расчетной модели принимаются геометрически и физически нелинейными.
7. Вводятся
трехлинейная диаграмма деформирования для бетона и двухлинейная диаграмма для
арматуры согласно СП
52-101-2003 при εs2 = 
= 0,05.
8. Производится
перерасчет здания итерационным методом со снижением нагрузки на перекрытие до
величин постоянной и длительной нагрузки с коэффициентами сочетания и
надежности, равными единице, и удалением одной колонны нижнего этажа.
9. В случае
положительного результата расчета по п. 8 проверяется принятое армирование
перекрытий по СП
52-101-2003 по двум группам предельных состояний с восстановлением
удаленной колонны первого этажа и использованием нелинейной модели. При
экспертизе проектных решений положительные результаты расчетов по п. 9
используются для оценки эффективности принятого проектного армирования.
10. В случае
отрицательного результата расчета по п. 8 принимаем 1< Кpl<
. По принятому Кpl в соответствии с графиком
на рисунке
19 или по формуле (2) определяют
коэффициент динамичности γ, а по формуле (9)
— ξd. Корректируют внешнюю статическую нагрузку по
формуле
qud = γq0
11. Повторяется
очередность выполнения пп. 4-9 расчета с учетом определенных ξd
и qud.
12. В случае
отрицательного результата при выполнении п. 9 подбирается необходимое
армирование для его выполнения.
13. В процессе
расчета экономически целесообразна оценка возможности корректировки высоты
сечения перекрытия h или же изменения его конструктивного решения
(замена безбалочного перекрытия на балочное).
В результате
расчета зданий по приведенной методике могут быть получены оптимальные высота,
армирование и конструктивные решения перекрытий, обеспечивающие его защиту от
прогрессирующего обрушения. Приведенная методика расчета позволяет обеспечить
снижение расхода арматуры до 20 % относительно расхода арматуры, полученного по
общепринятой в проектировании методике расчета с учетом рекомендаций по защите
зданий от прогрессирующего обрушения [6].
К главным
конструктивным требованиям для защиты здания от прогрессирующего обрушения
относится эффективная работа арматуры [11].
Эта эффективность в монолитных зданиях обеспечивается пластичностью работы
арматуры в предельном состоянии, большими абсолютными деформациями без разрыва
при высокой прочности сцепления ее анкерующих участков. В сборных и
сборно-монолитных зданиях особое внимание следует уделять анкеровке закладных
деталей и сварным соединениям, которые рекомендуется рассчитывать на усилие в
1,5 раза большее, чем несущая способность самой связи, выполняемой из
пластичной листовой или арматурной стали и объединяющей отдельные несущие
элементы здания в цепочку последовательно соединенных элементов — анкер
закладной детали, закладная летать, собственно связь, закладная деталь второго
элемента и ее анкер.
Расчетом здания
серии ПЗМ МНИИТЭП на устойчивость против прогрессирующего обрушения по
кинематическому методу предельного равновесия показано, что хрупкое разрушение
(вырыв анкеров закладных деталей из бетона) связей между конструктивными
элементами (колоннами, перекрытиями, панелями внутренних и наружных стен),
используемыми практически во всех типовых сериях панельных и каркасно-панельных
зданий из железобетона для восприятия монтажных нагрузок, активно включающихся
в работу при прогрессирующем обрушении, наступает при нагрузке в 1,7 раза
меньше нагрузки, при которой разрушаются сварные швы и реализуется пластичность
пластин, связующих закладные детали конструктивных элементов [12].
Так как по СП
52-101-2003 расчетная длина анкеров закладных деталей увеличивается
примерно на 26 %, для обеспечения надежности анкеровки при проектировании
следует учесть в расчетах и этот фактор [13].
Если к сказанному прибавить то, что анкеры закладных деталей изготавливают
зачастую из высокоуглеродистой, плохо свариваемой арматурной стати классов А-II
(А300) и A-III (A400) марок Ст5 и 35ГС, то можно сделать вывод о высокой
опасности этих узловых соединений.
Для выполнения
указанных эксплуатационных требований более всего подходит разработанная в
НИИЖБ арматура класса А500СП с эффективным, так называемым четырехсторонним
серповидным арматурным профилем по ТУ
14-1-5526-2006 (рис.
1,в), применяемая в строительстве по СТО
36554501-005-2006 [13]
и в соответствии с информационным письмом Росстроя АП-4823/02 (приложение
3).
4 КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ
Основные
конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций сборного и
монолитного исполнения изложены в Руководстве по конструированию бетонных и
железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного
напряжения), разработанном ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием
ЦНИИПромзданий и НИИЖБ (М.: Стройиздат, 1978), и Пособии по проектированию
бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного
напряжения арматуры, разработанном ЦНИИПромзданий и НИИЖБ к СП
52-101-2003 [14,
15].
В данном
издании приводятся материалы, касающиеся сравнительного анализа рекомендаций СНиП 2.03.01-84* и СП
52-101-2003, особенностей конструирования железобетонных конструкций с
использованием эффективной стержневой арматуры класса прочности 500 МПа.
Некоторое
ужесточение конструктивных требований СП
52-101-2003 относительно СНиП 2.03.01-84* вызвано
приближением их к требованиям международных стандартов и зарубежной практике
проектирования, а также с целью повышения надежности строительства. НИИЖБ —
головной организации по железобетонным конструкциям, автору СНиП и СП дано
исключительное право по корректировке требований нормативно-технической
документации для подконтрольного использования при проектировании и
строительстве.
В приложении
1 приводятся конструктивные требования к армированию основных элементов
зданий из монолитного железобетона, необходимые для практического использования
при выполнении проектной рабочей документации.
Таблица 9
Основные конструктивные
требования для армирования монолитного железобетона (обычные условия
эксплуатации)
|
№ п.п. |
Требования |
По СНиП 2.03.01-84* |
По СП |
|
1 |
2 |
3 |
4 |
|
1 |
Защитный слой бетона для |
При |
|
|
не менее |
20 |
||
|
не более |
50 |
||
|
2 |
Минимальные расстояния между |
||
|
при |
25 |
25 |
|
|
то же, для верхней арматуры |
30 |
30 |
|
|
то же, при |
50 |
50 |
|
|
3 |
Продольное армирование Площадь сечения продольной |
||
|
а) арматура S в |
0,05% |
0,10 |
|
|
б) арматура S и S‘ во внецентренно |
0,05% |
0,10 |
|
|
в) арматура во |
|||
|
l0/i < 17 (для |
0,05% |
0,10 %(< 0,10 %) |
|
|
17 < l0/i |
0,10 % |
0,15 %(< 0,15 %) |
|
|
35 < l0/i |
0,20 % |
0,20% |
|
|
l0/i > 83 (l0/h > 25) |
0,25% |
0,25% |
|
|
Минимальный процент содержания |
0,05% |
0,10 |
|
|
В железобетонных линейных |
|||
|
в балках и плитах: |
|||
|
при высоте |
|||
|
h ≤ 150 мм |
200 |
200 |
|
|
h > 150 |
1,5h |
1,5h и 400 мм |
|
|
в направлении, |
400 |
400 |
|
|
в направлении |
500 |
500 |
|
|
В железобетонных стенах |
|||
|
вертикальной |
400 |
2t и 400 мм |
|
|
горизонтальной |
2t и 600 мм, где t — толщина |
400 |
|
|
Диаметр продольных стержней |
12 |
12 |
|
|
в колоннах с |
-»- |
16 |
|
|
в |
-»- |
8 |
|
|
Диаметр продольных стержней |
|||
|
класса ниже |
40 |
40 |
|
|
класса выше В25 |
-»- |
≥40 |
|
|
4 |
Поперечное армирование элементов |
||
|
Максимальное расстояние между |
600 |
600 |
|
|
Диаметр поперечной арматуры |
|||
|
внецентренно |
0,25d, где d — наибольший |
0,25d или 6 мм (5 и 5,5 мм) |
|
|
изгибаемых |
|||
|
при высоте сечения |
|||
|
≤ 800 мм |
5 |
6 |
|
|
плит-балок |
6 |
то |
|
|
≥ 800 мм |
8 |
-»- |
|
|
В железобетонных элементах, в |
|||
|
при h ≤ 450 мм |
h/2 или 150 мм |
0,5h0 или 300 |
|
|
при h > |
h/3 или 500 мм |
то |
|
|
В сплошных плитах, а также в В балках и ребрах высотой 150 мм |
Не |
Не |
|
|
при h ≤ 450 мм |
h/2 или 150 мм |
0,75h0 или 500 |
|
|
при h > 450 мм |
h/3 или 500 мм |
то |
|
|
Во внецентренно сжатых линейных |
|||
|
при Rsc ≤ 400 МПа |
15d |
15d или 500 мм, |
|
|
вязаных |
где |
||
|
сварных |
20d или 500 мм |
15d или 500 мм, |
|
|
при Rsc ≤ 450 МПа и каркасах: |
где |
||
|
вязаных |
12d |
12d(15d или 500 мм) |
|
|
сварных |
15d или 500 мм |
15d или 500 мм |
|
|
При насыщении сжатой продольной |
10d или 300 мм |
10d или 300 мм |
|
|
Расстояние между хомутами |
10d |
10d |
|
|
В изгибаемых элементах при |
lan |
0,8lan |
|
|
20d — в растянутой зоне |
20d — в |
||
|
10d — в сжатой |
10d — в |
||
|
Расстояние от грани свободной |
50 |
50 |
|
|
Угол наклона отгибов к продольной |
|||
|
в пределах |
30-60° |
30-60° |
|
|
рекомендуется |
45° |
45° |
|
|
Во внецентренно сжатых линейных |
400 |
400 |
|
|
При ширине грани ≤ 400 мм и |
Допускается |
Допускается |
|
|
В железобетонных стенах |
|||
|
по вертикали |
600 |
20d |
|
|
по горизонтали |
то |
600 |
|
|
При наличии расчетной продольной |
|||
|
по вертикали |
600 |
600 |
|
|
по горизонтали |
то |
1000 |
|
|
При насыщении продольной |
|||
|
по вертикали |
600 |
15d или 500 мм, где |
|
|
d — диаметр |
|||
|
по горизонтали |
то же |
400 мм и не более двух шагов вертикальных |
|
|
В плитах в зоне продавливания в |
h/3 или 200 мм |
h0/3 или 300 мм |
|
|
h — толщина плиты |
|||
|
Стержни, ближайшие к контуру |
|||
|
не ближе |
h0/3 |
||
|
и не далее |
h0/2 |
||
|
Ширина зоны постановки поперечной |
1,5h |
1,5h0 |
|
|
В направлении, параллельном |
h/3 или 200 мм |
1/4 |
|
|
соответствующей |
|||
|
Поперечная арматура в виде |
|||
|
а) площади |
1,5 |
||
|
б) шаг сеток |
|||
|
не менее |
60 мм |
60 |
|
|
не более |
150 мм или 1/3 меньшей стороны сечения |
150 |
|
|
в) размеры |
|||
|
не менее |
45 мм |
45 |
|
|
не более |
100 мм или 1/4 меньшей стороны сечения |
100 |
|
|
г) первая |
15-20 мм |
15-20 |
|
|
Поперечное армирование коротких |
|||
|
Шаг хомутов не более |
h/4 или 150 мм, где |
h/4 или 150 мм |
|
|
h — высота консоли |
|||
|
Примечание. В скобках даны величины, которые могут |
5 АНКЕРОВКА АРМАТУРЫ
Анкеровку
стержней арматуры с периодическим профилем в монолитных железобетонных
конструкциях осуществляют преимущественно:
— в виде
прямого окончания стержня (прямая анкеровка);
— с отгибом
(лапки) на конце стержня (только для растянутой арматуры);
— с приваркой
или установкой поперечных стержней;
— с применением
специальных анкерных устройств на конце стержня.
При расчете
длины анкеровки арматуры следует учитывать способ анкеровки, класс арматуры и
ее профиль, диаметр арматуры, прочность бетона и его напряженное состояние в
зоне анкеровки, конструктивное решение элемента в зоне анкеровки (наличие
поперечной арматуры, положение стержней в сечении элемента и др.).
В СП
52-101-2003 базовую (основную) длину анкеровки, необходимую для передачи
усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs
на бетон, определяют по формуле
lo,an = RsAs/Rbondus (10)
где As и us
— соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и
периметр его сечения, определяемые по номинальному диаметру стержня;
Rbond — расчетное сопротивление сцепления арматуры
с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки и
определяемое по формуле
Rbond = η1η2Rbt, (11)
где η1
— коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры, принимаемый
равным:
1,5 — для
гладкой арматуры (класс А240);
2,0 — для
холоднодеформированной арматуры периодического профиля (класс В500);
2,25 — для
стержневой арматуры периодического профиля иностранного производства
горячекатаной и термо-механически упрочненной (табл.
2), что соответствует требованиям зарубежных нормативных документов;
2,5 — для
арматуры периодического профиля производителей России по ГОСТ
5781-82, ГОСТ
10884-94, ГОСТ
Р 52544-2006,
СТО
АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5254-94, кроме А500СП по ТУ
14-1-5526-2006;
2,8 — для
арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006;
η2
— коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, принимаемый
равным:
1,0 — при
диаметре арматуры ds≤32;
0,9 — при
диаметре арматуры 36 и 40 мм всех видов.
Требуемую расчетную
длину анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне
анкеровки определяют по формуле
lan = (αlo,an)(As,cal/As,ef),
(12)
где lo,an — базовая длина анкеровки,
определяемая по формуле (10);
As,cal/As,ef — площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по
расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная;
α — коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного
состояния бетона и арматуры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки.
При анкеровке
стержней периодического профиля с прямыми концами (прямая анкеровка) или
гладкой арматуры с крюками или петлями без дополнительных анкерующих устройств
для растянутых стержней принимают α = 1,0, а для сжатых α =
0,75.
Допускается
уменьшать длину анкеровки в зависимости от количества и диаметра поперечной
арматуры и величины поперечного обжатия в зоне анкеровки (например, от опорной
реакции) в соответствии с указаниями п. 3.45 Пособия [15],
но не более чем на 30 %.
При этом Rbond определяется с учетом значений η1 и η2
приведенных ранее в данном пособии.
В любом случае
фактическую длину анкеровки принимают не менее 0,3lo,an, а также не менее 15ds
и 200 мм.
Усилие,
воспринимаемое анкеруемым стержнем арматуры Ns, определяют по
формуле
Ns = RsAs(ls/lan)
≤ RsAs (13)
где lan — определяется по формуле (12);
ls — расстояние от конца
анкеруемого стержня до рассматриваемого сечения элемента.
На крайних
свободных опорах элементов длина запуска растянутых стержней за внутреннюю
грань свободной опоры при выполнении условия Q ≤ 0,5Rbtbh0 должна составлять не менее 5ds.
Если указанное условие не соблюдается, длина запуска арматуры за грань опоры
должна быть равной lan, которую определяют
согласно формуле (12).
6 СОЕДИНЕНИЯ АРМАТУРЫ
Для соединения
арматуры принимают один из следующих типов стыков:
а) стыки
внахлестку без сварки:
— с прямыми
концами стержней периодического профиля диаметра до 40 мм;
— с прямыми
концами стержней с приваркой или установкой по длине нахлестки поперечных
стержней;
— с загибами на
концах (крюки, лапки, петли); при этом для гладких стержней применяют только
крюки и петли;
б) сварные и
механические стыковые соединения:
— со сваркой
арматуры диаметра до 40 мм;
— с применением
специальных механических устройств (стыки с опрессованными муфтами, резьбовыми
муфтами и др.).
6.1 Стыки
арматуры без сварки
Стыки
растянутой или сжатой арматуры должны иметь длину перепуска (нахлестки) не
менее значения длины /,, определяемого по формуле (14) или графикам на рисунках
20, 21
ll = αlo,an(As,cal/As,ef), (14)
где lo,an — базовая длина анкеровки,
определяемая по формуле (10), в том числе с учетом требований к арматуре класса
А500СП;
As,cal/As,ef
— cм. выше;
α — коэффициент, учитывающий влияние напряженного состояния арматуры,
конструктивного решения элемента в зоне соединения стержней, количества
стыкуемой арматуры в одном сечении по отношению к общему количеству арматуры в
этом сечении, расстояния между стыкуемыми стержнями.
Рисунок 20 — Графики для определения длины нахлестки
арматурных стержней периодического профиля в растянутом бетоне
Рисунок 21 — Графики для определения длины нахлестки
арматурных стержней периодического профиля в сжатом бетоне
При соединении
арматуры периодического профиля с прямыми концами, а также гладких стержней с
крюками или петлями без дополнительных анкерующих устройств коэффициент α
для растянутой арматуры принимают равным 1,2, а для сжатой арматуры — 0,9. При
этом должны быть соблюдены следующие условия:
— относительное
количество стыкуемой в одном расчетном сечении элемента рабочей растянутой
арматуры периодического профиля должно быть не более 50 %, гладкой арматуры (с
крюками или петлями) — не более 25 %;
— усилие,
воспринимаемое всей поперечной арматурой, поставленной в пределах стыка, должно
быть не менее половины усилия, воспринимаемого стыкуемой в одном расчетном
сечении элемента растянутой рабочей арматурой;
— расстояние
между стыкуемыми рабочими стержнями арматуры не должно превышать 4ds
(рис. 22):
— расстояние между
соседними стыками внахлестку (по ширине железобетонного элемента) должно быть
не менее 2ds и не менее 30 мм (рис. 22).
Рисунок 22 — Расположение стержней, стыкуемых
внахлестку, и самих стыков
а — расположение стержней в стыке; б — расположение стыков
В качестве
одного расчетного сечения элемента, рассматриваемого для определения
относительного количества стыкуемой арматуры в одном сечении, принимают участок
элемента вдоль стыкуемой арматуры длиной 1,3ll. Считается, что стыки
арматуры расположены в одном расчетном сечении, если центры этих стыков
находятся в пределах этого участка (рис. 22).
Допускается
увеличивать относительное количество стыкуемой в одном расчетном сечении
элемента рабочей растянутой арматуры до 100 %, принимая значение коэффициента а
равным 2,0. При относительном количестве стыкуемой в одном расчетном сечении
арматуры периодического профиля более 50 % и гладкой арматуры более 25 %
значения коэффициента а определяют по линейной интерполяции.
При наличии
дополнительных анкерующих устройств на концах стыкуемых стержней (приварка
поперечной арматуры, загиб концов стыкуемых стержней периодического профиля и
др.) длина перепуска стыкуемых стержней может быть уменьшена, но не более чем
на 30 %.
В любом случае
фактическая длина перепуска должна быть не менее 0,4αlo,an, не менее 20ds и не менее 250 мм.
6.2
Сварные соединения для арматуры всех типов
При соединении
арматуры всех видов с использованием сварки выбор типов сварного соединения и
способов сварки производят с учетом условий эксплуатации, свариваемости стали и
требований по технологии изготовления в соответствии с действующими
нормативными документами (ГОСТ
14098-91).
6.3
Сварные соединения, применяемые для термомеханически упрочненной арматурной
стали класса А500СП
6.3.1
Сварные соединения типовые по ГОСТ
14098-91:
—
крестообразные соединения К1-Кт и К3-Рр, выполняемые контактной точечной и
ручной дуговой сваркой;
— стыковые
соединения типов С1-Ко и С3 — Км, выполняемые контактной стыковой сваркой с
отношением диаметров соединяемых стержней 0,85-1,0;
— стыковые
соединения типов С21-Рн, С22-Ру и С23-Рэ, выполняемые ручной дуговой сваркой с
парными накладками или с нахлесткой в горизонтальном и вертикальном положениях
стержней;
— стыковые
соединения стержней на стальной скобе-накладке типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп,
С19-Рм, С25-Мп и С26-Рс, выполняемые ручной дуговой или механизированной
сваркой;
— нахлесточные
соединения стержней с плоскими элементами проката типа Н1-Рш, выполняемые ручной
дуговой сваркой швами;
— нахлесточные
соединения типов Н2-Кр и Н3-Кп, выполняемые контактной точечной сваркой по
рельефу на плоском элементе проката;
— тавровые
соединения стержней с плоским элементом проката типа Т2-Рф, выполняемые дуговой
сваркой под флюсом без присадочного металла;
— тавровые
соединения типов Т10-Мс и Т11-Мц, выполняемые дуговой механизированной сваркой
в СО2 в отверстие;
— тавровые
соединения типа Т12-Рз, выполняемые ручной дуговой сваркой в раззенкованное
отверстие.
6.3.2
Нетиповые сварные соединения, выполняемые ручной дуговой сваркой:
— стыковые
соединения с тремя или четырьмя накладками, равномерно распределенными по
периметру сечения стержня; диаметр накладок меньше номинального диаметра
соединяемых стержней. Рекомендуется для соединения продольных стержней колонн
монолитных каркасов;
—
крестообразные соединения с нормируемой прочностью с дополнительными
коротышами;
— стыковое
соединение для утилизации немерных обрезков стержней;
— соединения
для узловых сварных ферм из арматурной стали;
— соединения
арматурных стержней с плоскими элементами проката (тавровые и под углом к
плоскости пластины), не требующие предварительной механической обработки
пластин;
— другие типы
соединений.
6.4
Дополнительные технологические рекомендации по сварке арматурной стали класса
А500СП для типовых сварных соединений, а также нетипового стыкового соединения
с 3-4 накладками
6.4.1 Дуговую
сварку прихватками крестообразных соединений следует выполнять электродами
типов Э46, Э46А диаметром 4-5 мм или механизированным способом в среде СО2.
6.4.2
Контактную стыковую сварку следует выполнять только методом непрерывного
оплавления без предварительного подогрева.
При сварке на
каждый стержень следует принимать установочную длину, равную (0,6-1,0)ds, а величину оплавления (0,3-0,5)ds.
Диаметр венчика выдавливания грата — не более (1,1-1,2)ds.
6.4.3 Дуговую
сварку с парными накладками С21-Рн следует выполнять односторонними протяжными
швами, наплавляемыми в шахматном порядке, электродами типов Э46, Э46А диаметром
4-5 мм или механизированным способом в среде СО2.
Парные накладки
следует изготавливать из арматуры того же класса и диаметра длиной не менее 1СЦ
плюс величина зазора между стыкуемыми стержнями (не более 0,5ds).
Концы накладок должны оставаться незаваренными на длину (0,5-1,0)ds
с обеих сторон.
6.4.4 Дуговую
сварку сварных соединений внахлестку С23-Рэ следует выполнять с длиной
нахлестки не менее 10ds
Сварку следует начинать у краев нахлестки, отступив от них на (0,5-1,0)ds,
направляя шов к центру соединения, с заваркой кратера на расстоянии 5ds
от торцов соединяемых стержней. Края нахлестки должны оставаться незаваренными.
6.4.5
Ванно-шовную сварку стыковых соединений С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм, С25-Мп
и С26-Рс следует выполнять на удлиненных до 4ds желобчатых
остающихся скобах-накладках. Межторцевой зазор заваривается одиночными
электродами типов Э50А-Э55 диаметром 4-6 мм в зависимости от диаметра арматуры.
Сварное
соединение должно содержать на длине желобчатом накладки четыре фланговых шва с
катетом 6-10 мм. которые выполняют после полного остывания основного шва в
шахматном порядке начиная от краев скобы-накладки к заваренному ранее центру
стыка.
6.4.6 Сварку
под флюсом тавровых соединений Т2-Рф анкеров с плоскими элементами стального
проката закладных деталей следует выполнять при диаметре анкера ds
не более 14 мм с соотношением толщины пластины и диаметра анкера не менее 0,55.
6.5
Дополнительные технологические рекомендации по сварке арматурной стали класса
А500СП для нетиповых сварных соединений
6.5.1 Нетиповые
сварные соединения следует выполнять электродами типа Э55.
6.5.2
Применение для арматуры класса А500СП нетиповых сварных соединений по п. 6.3.2, а также стандартных соединений, не
включенных в перечень п. 6.3.1,
допускается только при условии согласования Проекта производства сварочных
работ (ППСР) с НИИЖБ.
6.6
Механические стыковые соединения
При
использовании для стыков арматуры механических устройств в виде муфт (муфты на
резьбе, опрессованные муфты и т.д.) несущая способность муфтового соединения
должна быть такой же, что и стыкуемых стержней (соответственно при растяжении
или сжатии). Концы стыкуемых стержней следует заводить на требуемую длину в
муфту, определяемую расчетом или опытным путем.
При
использовании муфт на резьбе должна быть обеспечена требуемая затяжка муфт для
ликвидации люфта в резьбе (раздел 1.3).
7 ТРЕБОВАНИЯ К ГИБОЧНЫМ ОПЕРАЦИЯМ
7.1 При
применении гнутой арматуры (отгибы, загибы концов стержней) минимальный диаметр
загиба отдельного стержня должен быть таким, чтобы избежать разрушения или
раскалывания бетона внутри загиба арматурного стержня и его разрушения в месте
загиба (рис. 23).
Рисунок 23 — Конструкция отгибов арматуры
Минимальный
диаметр оправки don для арматуры принимают в
зависимости от диаметра стержня ds не менее:
для гладких
стержней:
don = 2,5ds при ds<20
мм;
don = 4ds при ds
≥20 мм;
для стержней
периодического профиля:
don = 5ds при ds<20
мм;
don = 8ds при ds≥20
мм:
7.2
Термомеханически упрочненная арматура классов А500С и А500СП может подвергаться
гибке только в холодном состоянии.
7.3
Максимальный угол изгиба не должен превышать 180°; минимальные диаметры оправок
гибочного оборудования в зависимости от диаметра стержней приведены в таблице
10.
Таблица 10
|
Диаметр арматурного стержня ds, мм |
10 |
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
|
Минимальный диаметр оправки, мм |
30 |
50 |
65 |
80 |
90 |
100 |
120 |
150 |
170 |
7.4
Приварка поперечных стержней к изогнутому стержню допускается на расстоянии не
менее 5ds плюс диаметр оправки от начала изгиба, считая по
внутренней поверхности изогнутого стержня.
8 ПРИЕМКА, ВХОДНОЙ КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА
АРМАТУРЫ У ПОТРЕБИТЕЛЯ, МАРКИРОВКА, УПАКОВКА
8.1 Арматурную
сталь принимают партиями в соответствии с ГОСТ
10884 массой не более 70 т.
8.2 Каждая
партия арматурной стали сопровождается документом о качестве, где указываются
номер профиля, класс прочности, химический состав, значения временного
сопротивления, предела текучести физического σт или условного
σ0,2, относительного удлинения δ5 и δр
и результаты испытания на изгиб.
8.3 С целью
безошибочной индентификации при входном контроле и в процессе эксплуатации
арматурный прокат должен иметь продольную маркировку, включающую в себя
товарный знак предприятия-изготовителя и обозначение класса проката. Пример маркировки
приведен на рисунке 24.
Рисунок 24 — Пример прокатной маркировки арматурного
проката класса А500С производства ОАО «Оскольский электрометаллургический
комбинат»
Допускается
поставка арматурного проката с маркировкой предприятия-изготовителя, которую
наносят с использованием утолщенных поперечных ребер с одной стороны проката.
Начало чтения маркировки обозначают двумя утолщенными ребрами, число следующих
обычных поперечных ребер до утолщенного ребра обозначает номер
предприятия-изготовителя. В случае двухзначного номера предприятия-изготовителя
(рис. 25) начальное число обычных ребер указывает число десятков, а затем,
после следующего утолщенного ребра, — число единиц.
Рисунок 25 — Пример прокатной маркировки
предприятия-изготовителя под номером 14
Допускаются
другие виды прокатной маркировки, не снижающие эксплуатационные свойства
проката и согласованные с потребителем.
8.4
Прокатная маркировка, обозначающая класс прочности и наименование предприятия-
изготовителя, на стержнях арматуры класса А500СП, как правило, не наносится.
8.5 Общие
правила упаковки — по ГОСТ
7566 с нижеследующими дополнениями.
8.6 Прутки
упаковывают в связки массой от 1,5 до 15 т. По требованию потребителя масса
связки не может быть менее 1.5 т.
8.7 При
поставке в мотках каждый моток должен состоять из одного отрезка арматурного
проката. Допускается поставка мотков, состоящих из двух отрезков, в количестве
не более 10 % массы партии. Масса мотка должна быть от 0,3 до 1,5 т. По
согласованию изготовителя с потребителем для холоднодеформированного проката
класса В500С допускается масса мотка от 0,03 до 0.3 г и от 1,5 до 3,0 т.
Моток должен
быть плотно обвязан. Количество и схему обвязок оговаривают в заказе или
контракте.
8.8 Каждая
связка и каждый моток арматурного проката должны иметь ярлык, на котором
указывают:
— товарный знак
и наименование предприятия-изготовителя;
— номинальный
диаметр арматурного проката, мм;
— класс
арматурного проката;
— обозначение
стандарта, по которому изготовлена арматура;
— номер партии.
В необходимых
случаях арматурную стать подвергают контрольным испытаниям на растяжение и
изгиб. Испытания проводят на растяжение по ГОСТ 12004, а на
изгиб по ГОСТ 14019 на
натурных образцах, отбираемых от каждой партии в количестве не менее двух для
каждого вида испытаний.
При получении
неудовлетворительных результатов хотя бы по одной из нормируемых механических
характеристик испытания повторяют на вдвое большем числе образцов, после чего
делается окончательное заключение о качестве продукции. Для партий арматуры,
сертифицированной в соответствии с требованиями приложения «В» стандарта СТО
АСЧМ 7-93, испытания при входном контроле могут не производиться.
В спорных
случаях испытания следует проводить в соответствии с положениями приложения С
стандарта СТО
АСЧМ 7-93.
9 КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
АРМАТУРЫ КЛАССОВ А500С И А500СП
9.1 Размер
принимаемой партии для типовых сварных соединений по п. 6.3.1 и нетипового стыкового соединения с 3-4
накладками должен соответствовать требованиям ГОСТ
10922. Для прочих нетиповых соединений по п. 6.3.2 размер принимаемой партии 50 шт.
9.2 При
операционном и приемочном контроле технические требования к сварным арматурным
конструкциям, порядок отбора образцов и их конструкция, методы испытаний должны
соответствовать ГОСТ
10922.
9.3
Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений по п. 6.3.1 следует выполнять в соответствии с
требованиями проектной документации и СНиП 3.03.01-87, а нетиповых
соединений по п. 6.3.2 — в соответствии
с ППСР и СНиП 3.03.01-87.
9.4 В случае
невозможности или нецелесообразности проведения механических испытаний сварных
соединений на образцах, отобранных непосредственно от изделий или конструкций,
допускается проведение испытаний образцов-свидетелей, изготовленных тем же
сварщиком в идентичных условиях.
9.5 При
разрушающем методе контроля для приемки готовой продукции (сварных соединений
арматуры и закладных изделий, выполненных в соответствии с пп. 6.2; 6.3;
6.4)
результаты испытаний образцов сварных соединений, проведенных в соответствии с
требованиями ГОСТ
10922, должны отвечать следующим условиям:
1) R≤118
МПа;
2) σсредн≥С,
значения которого принимают: при R до 39 МПа включительно С=540
МПа, при R свыше 39 до 79 МПа включительно С=570 МПа;
при R
свыше 78 до 118 МПа включительно С=630 МПа,
где R —
размах значений предела прочности σi трех контрольных образцов;
σi
— предел прочности (временное сопротивление) отдельного контрольного образца;
σсредн
— среднее значение предела прочности трех контрольных образцов.
9.6 Если
условие 1) не выполняется, то партию готовой продукции принимают без учета
размаха значений предела прочности сварных соединений, при этом минимальное
значение σi должно быть не менее 550
МПа. Для тавровых соединений закладных деталей минимальное значение о. должно
быть не менее 500 МПа.
9.7 При
несоблюдении перечисленных требований производят повторную выборку контрольных
образцов в количестве 6 шт. Если в результате повторного испытания не
соблюдается хотя бы одно из условий пп. 9.2 и 9.3, то партию бракуют.
ПРИЛОЖЕНИЕ
1
КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К АРМИРОВАНИЮ
ОСНОВНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ЗДАНИЙ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Раздел 1.
Армирование монолитных фундаментов
Фундаменты
зданий из монолитного железобетона бывают трех типов: отдельные (под каждой
колонной, пилоном), ленточные (под рядами колонн в одном или двух направлениях,
а также под несущими стенами), сплошные (под всем зданием).
Отдельные фундаменты
Отдельные
фундаменты под колонны и пилоны зданий из монолитного железобетона делаются
также преимущественно монолитными. Плитная часть этих фундаментов проектируется
одно- и многоступенчатой, подколонная часть может отсутствовать. Размеры
фундаментов определяются расчетом.
Армирование
подошвы монолитных фундаментов выполняют сетками из сварной или вязаной
стержневой арматуры. Могут применяться также типовые унифицированные сварные
сетки, укладывемые в два слоя, с рабочей арматурой во взаимно перпендикулярных
направлениях.
Толщину
защитного слоя бетона для рабочей арматуры монолитных фундаментов принимают:
— при наличии
бетонной подготовки и для устраиваемых на скальных грунтах — 40 мм;
— при
отсутствии бетонной подготовки — 70 мм.
Диаметр рабочих
стержней арматуры (сварной или вязаной) подошвы, укладываемых вдоль стороны 3 м
и менее, должен быть не менее 10, а стержней, укладываемых вдоль стороны более
3 м, — не менее 12 мм.
При армировании
отдельными стержнями их укладывают во взаимно перпендикулярных направлениях,
параллельных сторонам подошвы. Шаг стержней принимают не менее 100 и не более
200 мм, длина стержней каждого направления должна быть одинаковой. При
применении арматуры периодического профиля два крайних ряда пересечении
стержней по периметру сетки соединяют дуговой сваркой. Внутренние пересечения
должны быть перевязаны через узел в шахматном порядке.
Минимальный
процент армирования подошвы фундаментов не регламентируется.
При возможности
изготовления и транспортирования сеток больших размеров рекомендуется
армировать фундаменты цельными сетками без устройства стыков. Можно также
применять узкие сетки с продольной рабочей арматурой, укладываемые в двух
плоскостях таким образом, чтобы рабочая арматура в верхних и нижних сетках
проходила в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Сетки в каждой
плоскости укладываются рядом друг с другом без нахлестки.
При размерах
сторон подошвы фундамента 3 м и более рекомендуется половину стержней арматуры
обрывать на расстоянии 0,1L от края подошвы фундамента (L —
сторона подошвы фундамента). При этом длина всех стержней должна быть
одинакова, а их укладка производиться вразбежку со смещением по противоположным
сторонам подошвы фундамента через один стержень.
При армировании
фундаментов цельными сетками рекомендуется укладывать их в двух слоях, принимая
размеры в плане сетки, укладываемой поверху, равными 0,8 соответствующих
размеров нижней сетки.
При армировании
фундаментов сетками с рабочей арматурой одного направления рекомендуется
принимать такой тип сеток, в котором часть стержней не доводится до края, или
укладывать сетки одну на другую с взаимной раздвижкой.
Подколонники,
если это необходимо по расчету, армируют продольной и поперечной арматурой по
принципу армирования колонн (см. табл.
9).
В монолитных
фундаментах с монолитными колоннами для удобства установки опалубки размеры
поперечного сечения подколенника принимают увеличенными относительно размеров
колонны на 50 мм в каждую сторону. Отметку верха фундамента (подколонника)
назначают на 50 мм ниже уровня чистого пола.
Для
осуществления заделки железобетонных монолитных стоек в фундаменты из последних
устраиваются выпуски арматуры. Сечение арматуры выпусков должно быть не менее
расчетного сечения арматуры стоек на уровне обреза фундамента.
Выпуски
арматуры должны быть соединены хомутами (приваренными или привязанными), причем
первый хомут ставится у нижних концов арматуры, а второй — на расстоянии 100 мм
ниже обреза фундамента (рис. 1.1).
Рисунок 1.1 — Ступенчатые железобетонные фундаменты
При большой
высоте подколонника может выполняться дополнительный нижний стык продольной
арматуры подколонника с выпусками арматуры из верхней ступени плитной части
фундамента (рис. 1.2).
Рисунок
1.2 —
Армирование фундамента монолитной колонны
Заделка выпусков арматуры в
фундаменте должна быть не менее lап [см. формулу (12)].
При армировании колонн вязаной арматурой стержни
периодического профиля (при их числе у растянутой грани сечения больше двух)
стыкуют в двух уровнях (рис. 1.3, 1.4).
Рисунок 1.3 — Расположение выпусков стержней
периодического профиля для устройства стыков арматуры фундамента с арматурой
колонны внахлестку без сварки
Рисунок 1.4 — Устройство стыков растянутых стержней
внахлестку в фундаментах колонн при раздельном бетонировании ступенчатой части
фундамента и подколонника
а — при стыковке всех стержней в одном сечении; б — то же, 50 %
стержней; 1 — сетка подколониика; 2 — подколенник; 3 —
стыковая сетка; 4 — ступенчатая часть фундамента; 5 — сетка
подошвы фундамента
Длину перепуска
(нахлестки) стержней определяют по формуле (14).
Выпуски из
фундамента назначают с таким расчетом, чтобы стержни большей длины и большего
диаметра располагались по углам поперечного сечения подколонника (колонны,
пилона).
В пределах
стыка следует устанавливать хомуты с шагом не более 10 диаметров стержня
продольной арматуры (берется меньший диаметр).
Выпуски
стержней из фундаментов для устройства сварных стыков с продольной арматурой
колонн с помощью ванной полуавтоматической сварки под флюсом выполняются, как
правило, на одном уровне. Длина выпусков должна быть не менее 4d
стыкуемого стержня и не менее 160 мм; расстояние в свету между выпускаемыми
стержнями — не менее 50 мм.
Ленточные фундаменты
Железобетонные
монолитные ленточные фундаменты под отдельные стойки проектируют в основном
таврового сечения с фундаментной плитой и ребром сверху. При грунтах высокой
вязкости иногда применяют тавровый профиль с ребром, обращенным вниз (при этом
несколько уменьшается объем земляных работ и упрощается опалубка) (рис. 1.5).
Размеры подошвы и ребра монолитного ленточного фундамента назначаются расчетом
из условий его достаточной прочности и жесткости.
Рисунок 1.5 — Ленточные фундаменты
под колонны
а, б — в виде лент соответственно отдельных и перекрестных;
в — варианты поперечного сечения
Нижнюю
продольную рабочую арматуру ленточного фундамента рекомендуется укладывать в
пределах всей его ширины (рис. 1.6; 1.7).
Рисунок 1.6 —
Армирование ленточного фундамента
под колонны
1 — нижние сварные сетки; 2 — сварные каркасы; 3,
4 — верхние сетки соответственно корытообразные и плоские
Рисунок 1.7 —
Армирование плит ленточных
фундаментов сетками
а — узкими стандартными сварными: б
— нестандартными сварными; в — вязаными; 1, 3
— рабочие стержни соответственно полки и ленты; 2 — стыки сварных
сеток
При этом
сечение арматуры, располагаемой в пределах ширины ребра, должно составлять не
менее 70 % общего количества арматуры, требуемой по расчету.
Сечение верхней
и нижней арматуры необходимо принимать не менее величин, приведенных в таблице
9. Указанные в таблице
9 проценты армирования должны приниматься по отношению к поперечному
сечению ребра (без свесов полки).
Для армирования
ленточных фундаментов следует преимущественно применять сварные сетки и
каркасы.
При возможности
получения сварных сеток, ширина которых равна ширине плиты (полки),
рекомендуется армировать плиту сварными сетками с рабочей арматурой,
расположенной в двух направлениях, используя поперечную арматуру сетки в
качестве рабочей арматуры полок при работе их как консолей, а продольную
арматуру сетки — в качестве продольной арматуры ленточного фундамента,
добавляемой к арматуре каркасов ребер.
При отсутствии
широких сеток возможно армировать плиту узкими сетками с рабочей арматурой,
расположенной в одном направлении, укладывая сетки друг на друга в двух взаимно
перпендикулярных плоскостях. Сетки в каждой плоскости укладываются рядом друг с
другом без нахлестки (рис. 1.7).
В направлении
рабочей арматуры, расположенной вдоль ребра, должны устраиваться стыки рабочей
арматуры сеток с длиной перепуска (нахлестки), определяемой по формуле (14).
Стыки всех
сеток могут устраиваться в одном поперечном сечении ленточного фундамента, если
общая площадь всех рабочих стержней сеток не превышает 50 % сечения продольной
арматуры ленточного фундамента.
Площадь сечения
продольной арматуры ребра определяют расчетом, однако в любом случае следует
предусматривать непрерывную по всей длине фундамента верхнюю и нижнюю арматуру
с процентом армирования 0,2-0,4 % каждая.
Шаг поперечной
арматуры в сварных каркасах не должен превышать 20 диаметров продольной
арматуры. В вязаных каркасах ребер хомуты предусматривают замкнутыми диаметром
не менее 8 мм (7,5 мм) с шагом не более 15 диаметров продольной арматуры;
количество ветвей хомутов должно быть не менее трех при b ≤ 400
мм, не менее четырех при 400 мм < b ≤ 800 мм и не менее шести
при большей ширине ребра.
Сплошные плитные фундаменты
Современные
монолитные здания имеют разнообразные архитектурно-планировочные схемы с
преимущественно нерегулярным расположением вертикальных несущих элементов и
разноэтажной площадью застройки.
Это
обусловливает неравномерное нагружение основания и предпочтительное применение
сплошных плитных фундаментов из монолитного железобетона.
Плитные
фундаменты выполняют в виде железобетонных плоских, ребристых или коробчатых
плит (рис. 1.8)
Рисунок 1.8 —
Сплошные плитные фундаменты
а — в — плиты соответственно плоская, ребристая и
коробчатая
Наиболее
эффективными и, следовательно, широко применяемыми являются плитные плоские
фундаменты. Они просты по конструкции и технологичны в изготовлении. Монолитные
железобетонные плоские плитные фундаменты рекомендуется применять при
расстоянии между колоннами до 9 м и нагрузках на колонну до 10 000 кН. Толщину
сплошных фундаментных плит устанавливают на основе технико-экономического
анализа. При этом толщину плит рекомендуется принимать не менее 50 см и не
более 200 см, класс бетона — не менее В20, армирование — не менее 0,3 %, а
марку по водонепроницаемости — не менее W6. Толщину плиты конструктивно
назначают примерно 1/6 расстояния между колоннами и
уточняют расчетом.
Для
повышения сопротивления плиты продавливанию и с целью уменьшения ее толщины и
материалоемкости в местах опирания колонн (особенно тяжело нагруженных)
предусматривают ушинения (банкетки) по типу капителей колонн безбалочных
перекрытий (рис. 1.9; 1.10).
Рисунок 1.9 — Фрагмент плана сплошного фундамента
Рисунок 1.10 —
Армирование сплошных плоских фундаментов
а — армирование вязаной арматурой; б —
армирование сварными сетками
Сплошные
плитные фундаменты рекомендуется армировать унифицированными сварными сетками и каркасами
(рис. 1.10,б). Применение вязаных сеток и каркасов из отдельных стержней
трудоемко и, следовательно, рекомендуется использовать на объектах
строительства, когда отсутствует возможность поставки унифицированных
арматурных изделий, а также в случае применения больших диаметров рабочей
стержневой арматуры (рис. 1.10,а).
Перспективным
является также армирование фундаментов тяжелыми сетками и каркасами из
отдельных стержней, стыкуемых без сварки и нахлестки с помощью обжимных или
резьбовых соединительных элементов (муфт).
Сварные
унифицированные сетки рекомендуется применять с рабочей арматурой одного
направления и укладывать их друг над другом не более чем в четырех плоскостях.
Сетки в каждой
плоскости должны укладываться без нахлестки в нерабочем направлении таким
образом, чтобы в соседних плоскостях рабочая арматура сеток проходила в
перпендикулярном направлении.
Стыки рабочих
стержней сеток рекомендуется устраивать внахлестку без сварки.
Общая площадь
рабочей арматуры стыкуемых сеток в одном сечении должна быть не более 50 %
общей площади рабочей арматуры сеток данного направления.
Сетки,
расположенные по верху фундамента, должны укладываться на подставки в виде
сварных (вязаных) каркасов, устанавливаемых вертикально или под углом друг к
другу (рис. 1.10). Используются также соединительные элементы из вертикально
устанавливаемых металлических профилей (уголков, швеллеров и т.п.).
Расстояние
между подставками определяется из условия обеспечения необходимой жесткости
верхней арматуры фундамента на воздействие собственного веса, веса рабочих
(арматурщиков и бетонщиков) и массы укладываемого бетона.
В том
случае если прочность плит на продавливание недостаточная, следует
предусматривать специальную поперечную арматуру, расположенную в пределах
граней пирамид продавливания (рис. 1.10).
Под стены,
колонны и пилоны здания следует предусматривать наличие выпусков арматуры из
фундаментов, количество и площадь сечения которых определяются расчетом.
Анкеровка
выпусков в плитных сплошных фундаментах и вертикальных несущих элементах здания
назначается аналогично анкеровке выпусков отдельных фундаментов (см. выше).
Ребристые
плитные фундаменты рекомендуется применять при нагрузке более 10 000 кН на колонны и
расстояниях более 9 м между ними. Такие конструктивные решения фундаментов
могут быть целесообразными при необходимости обеспечения большой жесткости
фундамента. Толщину плиты в ребристых плитных фундаментах принимают равной 1/8
— 1/10 пролета. Ребра устраивают только по осям рядов
колонн. Толщину и высоту ребра назначают расчетом и из тех же условий, как и в
ленточных фундаментах под ряды колонн.
Ребра
сплошных ребристых фундаментов армируют сварными либо вязаными сетками с
соблюдением правил армирования ребер ленточных фундаментов под ряды колонн,
плиты — сварными или вязаными сетками, расположенными по верху и низу плиты.
Количество рабочей арматуры определяется расчетом.
Полые
коробчатые фундаменты обладают наибольшей жесткостью, но требуют большого расхода материалов
и сложны в изготовлении. В связи с этим такие фундаменты рекомендуются только в
особых случаях и при технико-экономическом обосновании.
При армировании
полых коробчатых фундаментов, как и всех других сплошных фундаментов, должны
соблюдаться изложенные выше общие конструктивные требования.
Свайные фундаменты
Свайные
фундаменты состоят из железобетонных свай и железобетонных ростверков. Их
устраивают в виде:
— лент под
стены зданий с расположением свай в один, два и более рядов;
— «кустов» под
колонны (рис. 1.11):
Рисунок 1.11 — Свайный фундамент под колонну
1 — колонна; 2 — подколенник; 3 — плитная часть; 4
— сваи
— сплошного «свайного»
поля, под тяжелые сооружения со сравнительно небольшими габаритами в плане и
распределенными по всей площади нагрузками (рис. 1.12);
Рисунок 1.12 — Пример расположения свай в виде свайного
поля
— одиночных
свай и свай-колонн, у которых выступающая над поверхностью грунта часть
заменяет колонну.
В монолитном
строительстве применяют забивные (заводского изготовления) (рис. 1.13; 1.14) и
набивные (построечного изготовления) сваи (рис. 1.15).
Рисунок 1.13 — Конструкция железобетонной сваи квадратного
сечения с поперечным армированием ствола
а — общий вид; б — конструкция острия сваи с напрягаемой
арматурой; в — д — примеры армирования сваи арматурой
соответственно стержневой, напрягаемой прядевой и напрягаемой проволочной
Рисунок 1.14 — Конструкция железобетонных полых круглых
свай и свай-оболочек
а, б — цельные сваи и сваи-оболочки соответственно без
наконечника и с наконечником; в — болтовые элементы стыков секций: г
— сварные элементы стыков секций
Рисунок 1.15 — Армирование буронабивных свай
а — в — сваи, армированные соответственно на всю глубину,
укороченными каркасами и каркасами с частично оборванными стержнями
Забивные
сваи изготавливают прямоугольного, круглого и кольцевого сечений с напрягаемой
и ненапрягаемой арматурой.
Сваи квадратного
сечения имеют длину от 3 до 20 м и размеры поперечного сечения от 200 до 400
мм.
Круглые полые
сваи могут быть цельными длиной 4-12 м и составными при длине секций 6-12 м.
Диаметр круглых
свай 400, 500, 600 и 800 мм, свай-оболочек 1000, 1200, 1600 мм.
При армировании
забивных свай ненапрягаемой арматурой целесообразно использовать в качестве
рабочей арматуру классов А500С и А500СП, имеющую предельные деформации при
сжатии, близкие по величине предельным деформациям бетона при сжатии
εso =
σт/Еs = 500/2×10-5
= 250×10-5.
В этом случае
не происходит, как при армировании классом А400, выпучивания арматуры при
достижении ею текучести во время забивки раньше достижения предельных
деформаций в бетоне, вызывающего внутренние растягивающие усилия и
преждевременно разрушающего бетон верхней части сваи.
Набивные сваи
чаще всего устраивают в виде железобетонных буронабивных свай с уширенной пятой
и без нее. Они представляют собой элементы из монолитного железобетона,
бетонируемые в предварительно пробуренных скважинах и имеют длину 10-40 м и
диаметр ствола сваи не менее 400 мм.
Сваю армируют в
зависимости от действующих на нее нагрузок. При действии только вертикальных
сжимающих усилий, когда не требуется рабочего армирования, сваю следует
конструктивно армировать только в верхней части постановкой 4-12 стержней
Ø14-20 мм и длиной 1400-2000 мм. Выпуски из свай для связи с ростверком
должны иметь длину 250-400 мм.
При действии на
сваю горизонтальных нагрузок и моментов армируют весь ствол либо его часть,
определяемую расчетом, с учетом необходимой длины заанкеривания рабочей
арматуры.
Армирование
осуществляется в виде жесткого каркаса, усиленного приваркой поперечной
арматуры Ø10-16 мм или хомутов из полосовой стали толщиной Ø5-6
мм и шириной 50-60 мм с шагом 3-4 м по длине каркаса.
Ростверки
свайных фундаментов чаще всего выполняют в монолитном железобетоне.
Плиты ростверка
рекомендуется армировать в каждом направлении отдельными сварными сетками при
расстоянии между рабочими стержнями 200 мм. Сварка должна быть во всех точках
пересечения стержней. Можно применять также и вязаные сетки при условии
обязательной сварки всех точек пересечения в двух крайних рядах по периметру
сеток. Для обеспечения анкеровки рабочей арматуры по концам сеток на расстоянии
25 мм от конца продольных стержней предусматривают поперечные стержни
половинного (по сравнению с продольными) диаметра.
При заделке
верхних концов свай в плиту ростверка на глубину 50 мм арматурные сетки
укладывают сверху на голову свай. При большей глубине заделки свай в ростверк
попадающие на сваи стержни сетки вырезают, обеспечивая таким образом защитный
слой сваи 50 мм.
Компенсацию
вырезанных стержней производят укладкой дополнительных стержней, привязываемых
к основной сетке.
Сопряжение сваи
с ростверком выполняют в виде условно-шарнирного опирания или жесткого
защемления (рис. 1.16).
Рисунок 1.16 — Примеры конструктивного решения сопряжения
железобетонной сваи с монолитным ростверком
а — шарнирное опирание; б — жесткая заделка; 1 — ростверк;
2 — бетонная подготовка; 3 — свая; 4 — арматурные выпуски
При шарнирном
опирании голову сваи заделывают в ростверк на 5-10 см.
Жесткое
сопряжение свай с ростверком осуществляют заделкой головы сваи на глубину,
соответствующую длине анкеровки арматуры, либо заделкой в ростверк выпусков
арматуры на длину их анкеровки.
В последнем
случае в голове предварительно напряженных свай должен быть предусмотрен
ненапрягаемый каркас, выполняющий роль анкерной арматуры. Длина анкеровки
определяется по формуле (12). Глубина
заделки головы сваи в ростверке не должна быть меньше диаметра сваи (большей
стороны ее сечения).
Раздел 2.
Армирование монолитных стоек и стен
При
проектировании рекомендуется принимать оптимальные конструктивные параметры
монолитных стоек (колонн, пилонов), устанавливаемые на основе
технико-экономического анализа. При этом минимальный размер поперечного сечения
квадратных и круглых колонн рекомендуется принимать не менее 30 см, для колонн
с вытянутым поперечным сечением (пилонов) — не менее 20 см, класс бетона стоек
принимается, как правило, — не менее В25 и не более В60. Конструктивные
параметры колонн рекомендуется принимать одинаковыми на одном уровне
перекрытий.
В сжатых
стойках сечение продольной арматуры и ее минимальный диаметр должны
соответствовать величинам, указанным в таблице
9.
Максимальный
диаметр в стойках обычно не превышает 40 мм. Для особо мощных стоек, при
соответствующем обосновании, могут применяться стержни больших диаметров.
В стойках с
меньшей стороной b ≥ 25 см диаметр продольной арматуры
рекомендуется принимать не менее 16 мм.
По длинным
сторонам сечений внецентренно сжатых стоек (пилонов), если не предусмотрено
специальной арматуры по расчету, ставится конструктивная арматура диаметром не
менее 16 мм с шагом не более 400 мм.
Для рабочего
армирования сжатых стоек рекомендуется применять эффективный арматурный прокат
класса прочности 500 МПа (А500С и А500СП), что обусловливает эффективную
совместную работу бетона и арматуры и ее экономичное применение.
В результате
близких значений предельных деформаций бетона и предельных упругих деформаций
арматуры не происходит выпучивания ее из-за потери устойчивости при достижении
пластического деформирования ранее достижения деформациями бетона предельных
значений.
Концы
продольных рабочих стержней арматуры для монолитных стоек диаметром до 40 мм
включительно, не привариваемые к анкерующим деталям, должны отстоять от торца
элемента на расстоянии не менее:
15 мм — для
стоек длиной до 6 м включительно;
20 мм — для
стоек длиной более 6 м.
Торцы
поперечных стержней сварных каркасов стоек должны иметь защитный слой не менее
5 мм.
Площадь сечения
рабочей арматуры стоек определяется расчетом и по таблице
9; в то же время ее не рекомендуется, без соответствующего обоснования,
назначать более 5 % площади поперечного сечения стойки. Максимально допускаемый
процент армирования стоек в любом сечении (включая участки с нахлесточным
соединением арматуры) — 10 %.
Все стержни
продольной рабочей арматуры рекомендуется назначать одинакового диаметра. В
случае если продольная арматура конструируется из стержней разного диаметра,
допускается применение не более двух разных диаметров, не считая конструктивных
стержней. При этом стержни большего диаметра следует располагать по углам поперечного
сечения стоек.
Продольную
рабочую арматуру внецентренно сжатых колонн рекомендуется располагать по
граням, перпендикулярным плоскости изгиба колонны. Продольную рабочую арматуру
при косом внецентренном сжатии колонн рекомендуется концентрировать в углах
сечении.
Длины
продольных стержней арматуры стоек должны, как правило, назначаться таким
образом, чтобы была исключена потребность в стыках. В случае необходимости
устройства стыков внахлестку (без сварки) располагать их следует
преимущественно в местах изменения сечения стоек или устраивать на уровне верха
перекрытий с помощью выпусков по аналогии с выпусками из фундаментов (см.
выше). При высоте этажа менее 3,6 м или при продольной арматуре d
≥ 28 мм стыки рекомендуется устраивать через этаж.
В ступенчатых
стойках продольная арматура верхнего участка должна быть заведена в бетон
нижнего участка не менее чем на длину анкеровки.
Выпуски
стержней из стоек с большим поперечным сечением нижнего этажа в колонну с
меньшим поперечным сечением верхнего этажа рекомендуется осуществлять в
соответствии с рисунком 2.1.
Рисунок 2.1 — Схемы устройства стыков продольных
стержней монолитных стоек многоэтажных зданий
а — при одинаковом сечении стоек (колонн) верхнего и нижнего этажей; б,
в — при различии незначительном и резком в сечениях стоек верхнего и
нижнего этажей
При этом
перевод стержней из одного этажа стойки в другой осуществляется путем их отгиба
с уклоном не более 1:6. Часть стержней стойки нижнего этажа может быть доведена
до верха перекрытия (рис. 2.1,б) и не заводиться в стойку верхнего
этажа, если она там не нужна по расчету. В случае резкой разницы в сечении
стоек верхнего и нижнего этажей выпуски следует устраивать установкой
специальных стержней в количестве, необходимом для стойки верхнего этажа (рис.
2.1,в).
Глубина заделки
(длина анкеровки) рабочей продольной арматуры в стойке нижнего этажа должна
быть не менее требуемой по формуле (12),
а длина нахлестки стержней в стыке — по формуле (14).
Расстояние
между осями стержней продольной арматуры стоек должно приниматься не более 400
мм.
При расстоянии
между рабочими стержнями более 400 мм между ними необходимо устанавливать
конструктивные стержни диаметром не менее 12 мм с тем, чтобы расстояния между
продольными стержнями были не более 400 мм.
Расстояние в
свету между продольными стержнями монолитных стоек следует назначать не менее
50 мм и не менее диаметра стержней.
Для
сдерживания поперечных деформаций бетона и предотвращения выпучивания
продольной арматуры в любом направлении в железобетонных монолитных стойках
применяется поперечное армирование в виде хомутов, сварных сеток, спиралей.
Хомуты, охватывающие продольные стержни стоек, на концах должны иметь крюки.
При использовании для рабочего продольного армирования арматуры классов А500С и
А500СП из марок стали Ст3 (ПС, СП, ГПС), 25Г2С с содержанием углерода менее
0,24 % допускается приварка (прихватка) хомутов к продольным стержням. В этом
случае устройство крюков на концах хомутов не требуется.
Для устройства
хомутов стоек, сеток и спиралей рекомендуется использовать гладкую арматуру
класса А240 (А-1), а также арматуру периодического профиля классов А400, А500,
В400 и В500 расширенного сортамента (см. разд. 1.2).
Поперечная
арматура должна устанавливаться у всех поверхностей стоек, вблизи которых
ставится продольная арматура.
Конструкция
хомутов в стойках должна быть такой, чтобы продольные стержни (по крайней мере
через один) располагались в местах перегиба хомутов. При ширине стойки b
≤ 40 см и числе стержней с каждой стороны не более четырех допускается
охват стержней одним хомутом. В колоннах с высотой сечения h > 45 см.
в зависимости от числа стержней боковой арматуры, ставятся дополнительные
хомуты согласно рисункам 2.2 и 2.3.
Рисунок
2.2 — Примеры армирования
сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней вязаными каркасами
Рисунок 2.3 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым
количеством стержней сварными сетками
1 — сетка; 2 — сетка или соединительный
стержень; 3 — соединительный стержень (шпилька); 4 — хомут; 5
— поперечная арматура в виде сварной сетки; 6 — отдельные стержни
продольной арматуры
Образование
пространственных каркасов из плоских в построечных условиях может производиться
электродуговой сваркой поперечных стержней каркасов в соответствии с рисунком
2.3. Диаметр поперечных стержней в этом случае должен быть не менее 8 мм. Число
продольных стержней в плоских каркасах рекомендуется принимать не более
четырех. Диаметры стержней вязаной поперечной арматуры в зависимости от
диаметров продольных стержней следует принимать не менее указанных в таблице
2.1.
Таблица
2.1
|
Наименьший допускаемый диаметр, мм, стержней |
|||||||||
|
12 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
36 |
40 |
|
6/5,5* |
6/5,5 |
6/5,5 |
6/5,5 |
6/5,5 |
8/7,0 |
8/7,0 |
8/7,0 |
10/9 |
10/9 |
|
* В знаменателе приводятся |
Расстояния
между поперечной арматурой у каждой грани стойки должны назначаться в
соответствии с таблицей
9.
В стыках
продольной рабочей арматуры внахлестку без сварки обязательно применяются
хомуты. Расстояние между хомутами в зоне стыка должно быть не более 10d, где d — диаметр
продольных сжатых стержней рабочей арматуры (меньшей). Рекомендуемые расстояния
между стержнями поперечной арматуры стоек приведены в таблице 2.2.
Таблица 2.2
|
Условия работы поперечной арматуры |
Рекомендуемые расстояния, мм, между |
|||||||||
|
12 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
37 |
40 |
|
|
Сварной и вязаный каркас при Rsc ≤ 400 МПа и Rs ≥ 435 МПа |
150 |
250 |
300 |
350 |
350 |
400 |
400 |
400 |
400 |
400 |
Сварной и вязаный каркас при μ ≥ 3 % |
100 |
150 |
150 |
200 |
200 |
250 |
250 |
300 |
300 |
300 |
|
Сварной и вязаный каркас на участке |
100 |
150 |
150 |
200 |
200 |
250 |
250 |
300 |
350 |
350 |
|
Примечания: 1. При вычислении процента 2. Если сечение армировано 3. При назначении расстояний |
Армирование
монолитных железобетонных стен зданий осуществляется в соответствии с расчетом
и конструктивными требованиями СП
52-101-2003, а также рекомендациями, приведенными в таблице
9.
При
проектировании рекомендуется применять оптимальные конструктивные параметры
стен, устанавливаемые на основе технико-экономического анализа. При этом
размеры поперечного сечения (толщину) стен рекомендуется принимать не менее 18
см, класс бетона — не менее В20. процент армирования в любом сечении стены (включая
участки с нахлесточным соединением арматуры) — не более 10 %.
При применении
высоких процентов армирования сечений должны выполняться указания СП
52-101-2003, п. 8.3.3, при этом максимальная крупность заполнителя в
бетонной смеси не должна превышать 10 мм.
Стены
рекомендуется армировать, как правило, вертикальной и горизонтальной арматурой,
расположенной симметрично у боковых сторон стены и поперечными связями,
соединяющими вертикальную и горизонтальную арматуру, расположенную у
противоположных боковых сторон стен и предотвращающих от выпучивания
вертикальные сжатые стержни.
Торцевые
участки стен и их сопряжения в местах их пересечения следует армировать по всей
высоте пересекающимися П-образными или гнутыми (замкнутыми) хомутами,
создающими требуемую анкеровку концевых участков горизонтальных стержней и
также предохраняющими от выпучивания вертикальные стержни. Армирование торцов
стен и проемов следует увеличивать относительно равномерно распределяемого
армирования по всей остальной площади стен.
Косвенное армирование
Косвенное
армирование сжатых железобетонных элементов в виде спиралей (рис. 2.4), колец,
пакета поперечных сварных сеток (рис. 2.5) препятствует поперечному расширению
бетона, в результате чего увеличивается несущая способность стоек.
Рисунок
2.4 — Схема армирования колонн поперечной
арматурой в виде спирали
Рисунок
2.5 — Схема косвенного армирования
в виде пакета поперечных сварных сеток
При
конструировании колонн из монолитного железобетона с поперечной арматурой в
виде спирали, учитываемой в расчете как косвенное армирование (расчет по ядру
сечения), должны соблюдаться следующие условия (рис. 2.4):
а) спирали в
плане должны быть круглыми:
б) расстояния
между витками спирали в осях должны быть не менее 40 мм, не более 1/5
диаметра сечения ядра колонны, охваченного спиралью, и не более 100 мм;
в) спирали
должны охватывать всю рабочую продольную арматуру;
г) диаметр
навивки спирали ds должен быть не менее 200
мм.
Сетки
косвенного армирования делают сварными из пересекающихся стержней.
При косвенном
армировании сварными сетками:
— площади
сечения стержней сетки на единицу длины в одном и в другом направлении не
должны различаться более чем в 1,5 раза;
— шаг сеток
(расстояние между сетками в осях стержней одного направления) следует принимать
не менее 60 мм, не более 1/3 меньшей стороны сечения
стойки и не более 150 мм (для стоек из ячеистого бетона — не более 70 мм);
— размеры ячеек
сеток назначают не менее 45 мм. не более 1/4 меньшей
стороны сечения стойки и не более 100 мм.
Первую сварную
сетку следует располагать на расстоянии 15-20 мм от нагруженной поверхности
стойки.
В случае усиления
концевых участков стоек у торца предусматривают не менее четырех сварных сеток
и располагают их на длине (считая от торца стойки) 10d
(где d — наибольший диаметр продольной арматуры стойки).
Раздел 3.
Армирование монолитных железобетонных балок и плит перекрытия
По
количеству пролетов и характеру опирания балки из монолитного железобетона
могут быть однопролетные свободно лежащие, однопролетные зещемленные на одной
или обеих опорах, многопролетные неразрезные и консольные. Монолитные
железобетонные балки применяют в зданиях и сооружениях отдельно или в составе
перекрытий, фундаментов и других конструкций.
Форму
поперечных сечений монолитных балок обычно принимают прямоугольной или тавровой
(с полкой сверху или снизу).
Возможны и
другие виды поперечных сечений балок (двутавровая, трапецеидальная, коробчатая
и др.), но их выбор ограничивается технологическими трудностями производства
монолитного железобетона.
Минимальную
высоту сечения балок в долях пролета и размеры поперечных сечений рекомендуется
назначать по таблицам 3.1 и 3.2. Ширину поперечного сечения балок принимают
равной 1/3—1/2 высоты сечения, а
именно 100, 120, 150, 200, 220, 250 мм и далее кратной 50 мм.
Таблица 3.1
Минимальная
высота сечений балок
Тип балки и характер
|
Вид бетона |
|
|
тяжелый |
легкий |
|
|
Ригели и прогоны |
(1/15)l |
(1/12)l |
|
Второстепенные балки |
(1/20)l |
(1/17)l |
|
Балки часторебристых перекрытий: |
||
|
при свободном |
(1/20)l |
(1/17)l |
|
при упруго |
(1/25)l |
(1/20)l |
Таблица 3.2
Рекомендуемые
размеры прямоугольных поперечных сечений балок
|
Ширина сечения. |
Высота сечения, мм |
||||||||
|
мм |
300 |
400 |
500 |
600 |
700 |
800 |
1000 |
1200 |
Далее кратно 300 |
|
150 |
+ |
+ |
|||||||
|
200 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
300 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
400 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
500 |
+ |
+ |
|||||||
|
Далее |
+ |
+ |
В
тонкостенных конструкциях толщина ребра балки может составлять до 1/5
высоты сечения.
Армирование
балок из монолитного железобетона выполняют сварной и вязаной продольной и
поперечной арматурой (рис. 3.1; 3.2; 3.3)
Рисунок 3.1 — Схема армирования сечений балок
а — вязаной арматурой, двухсрезными хомутами; б — вязаной
арматурой, четырехсрезными хомутами; в — сварной арматурой; 1 —
открытый хомут; 2 — закрытый хомут; 3 — хомут балок, рассчитанный
на кручение
Рисунок 3.2 — Армирование второстепенных монолитных
балок отдельными стержнями
а — крайние опоры; б — средняя опора; t1 — по расчету, но не менее 1/3l; t2 — по расчету, но не менее 1/4l
Рисунок 3.3 — Армирование второстепенных монолитных
балок сварными сетками
а, а‘ — крайние опоры; б —
средняя опора; в — деталь установки стыкового стержня при рабочей
арматуре из стержней соответственно гладких (слева) и периодического профиля
(справа); 1, 5 — пролетная арматура балок соответственно главной
и второстепенной; 2 — главная балка; 3 — опорная сетка второстепенной
балки; 4 — второстепенная балка; 6 — стыковой стержень диаметром dj; t1 — по расчету, но не менее 1/3l; t2 — по расчету, но не
менее 1/4l
В вязаных
каркасах используют также отогнутую арматуру. Площадь сечения рабочей арматуры
определяют расчетом и принимают не менее приведенной в таблице
9. Диаметр рабочей продольной арматуры в балках с доведением до опоры не
менее двух стержней должен быть не менее 10 мм. В ребрах часторебристых
перекрытий допускается применение рабочей арматуры диаметром 8 мм с доведением
одного стержня до опоры. В вязаных каркасах при высоте балок 400 мм и более
рекомендуется использовать в качестве ненапрягаемой арматуры стержни диаметром
не менее 12 мм. Для конструктивной продольной арматуры можно применять стержни
меньшего диаметра.
В балках из
легкого бетона с арматурой класса прочности 500 МПа и ниже диаметр продольной
арматуры не должен превышать для бетона классов:
В12.5
и ниже 16 мм
В15-В25 25 мм
В30 и выше 32 мм
В
балках из ячеистого бетона класса В10 и ниже диаметр продольной арматуры должен
быть не более 16 мм.
В балках
рекомендуется применять не более двух разных диаметров стержней (не считая
конструктивных стержней). Стержни большего диаметра следует располагать в первом
ряду, в углах поперечного сечения и при вязаных каркасах — в местах перегиба
хомутов.
Стержни
ненапрягаемой продольной рабочей арматуры должны размещаться равномерно по
ширине сечения балки, как правило, не более чем в три ряда. При этом в третьем
ряду должно быть не менее двух стержней. Размещение стержней последующего
ряда над просветами предыдущего не разрешается. Расстояние в свету между
отдельными стержнями продольной арматуры принимают не менее наибольшего диаметра
стержней и не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм — для верхней.
Максимальное
количество продольных стержней одинакового диаметра, рекомендуемых для
расположения в одном ряду по ширине балки, приведено в таблице 3.3.
Таблица 3.3
Максимальное количество продольных стержней одного диаметра, размещенных
в одном ряду по ширине балки
|
Ширина сечения балки, мм |
Арматура в сечении балки |
Диаметр стержней, мм |
||||||||||
|
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
36 |
40 |
||
|
150 |
Верхняя |
3 |
3 |
3 |
2 |
2 |
2 |
2 |
2 |
— |
— |
— |
|
150 |
Нижняя |
3 |
3 |
3 |
3 |
3 |
2 |
2 |
2 |
— |
— |
— |
|
200 |
Верхняя |
4 |
4 |
4 |
4 |
3 |
3 |
3 |
3 |
2 |
— |
— |
|
200 |
Нижняя |
5 |
4 |
4 |
4 |
4 |
3 |
3 |
3 |
2 |
— |
— |
|
300 |
Верхняя |
— |
— |
6 |
6 |
5 |
5 |
5 |
4 |
4 |
3 |
3 |
|
300 |
Нижняя |
— |
— |
7 |
6 |
6 |
5 |
5 |
5 |
4 |
3 |
3 |
|
400 |
Верхняя |
— |
— |
— |
— |
7 |
7 |
6 |
6 |
6 |
5 |
4 |
|
400 |
Нижняя |
— |
— |
— |
— |
8 |
8 |
7 |
6 |
6 |
5 |
4 |
|
500 |
Верхняя |
— |
— |
— |
— |
9 |
9 |
8 |
8 |
7 |
6 |
6 |
|
500 |
Нижняя |
— |
— |
— |
— |
10 |
10 |
9 |
8 |
7 |
6 |
6 |
При
расположении нижней арматуры более чем в два ряда по высоте сечения расстояния
между стержнями третьего и последующего рядов принимают не менее 50 мм (рис.
3.4).
Рисунок 3.4 — Расположение
продольной арматуры в поперечном сечении балки
а
— сварной; б — вязаной
В стесненных
условиях стержни можно размещать попарно без зазоров.
Расстояние в
свету между стержнями периодического профиля назначают по номинальному диаметру
без учета выступов и ребер.
Нижнюю
арматуру, которая доводится до крайних свободных опор балок, следует заводить
за грань опоры на длину анкеровки, определенной по формуле (12).
Часть стержней
пролетной сварной арматуры сверх тех, которые следует довести до опоры, нужно
обрывать в пролете; стержни пролетной вязаной арматуры при их числе более двух
и двухсрезных хомутах или более четырех и четырехсрезных хомутах можно отгибать
на опоры.
Длину
приопорного участка балки, на котором размешают отгибы, места обрывов и отгибов
стержней определяют расчетом.
При
конструировании отгибов следует выполнять требования:
а) расстояние
от грани опоры (колонны, прогона) до начала отгиба должно быть не более 5 см;
б) начало
отгиба в растянутой зоне должно отстоять от нормального к оси элемента сечения,
в котором отгибаемый стержень полностью используется по моменту, не менее чем
на h0/2, а конец отгиба должен быть расположен не ближе
того сечения, в котором отгиб не требуется по эпюре моментов (рис. 3.5).
Рисунок 3.5 — Положение отгибов, определяемое эпюрой
изгибающих моментов в балке
Применение
коротких стержней с одним наклонным участком и не связанных с обшей арматурой
(так называемых плавающих стержней) не допускается. При необходимости
допускается применение дополнительной арматуры на промежуточной опоре в виде
коротких стержней с двумя наклонными и двумя горизонтальными участками внизу
для обеспечения анкеровки.
в) радиус дуги,
по которой отгибается наклонный участок стержня, должен быть не менее 10d.
Угол наклона отгиба к продольной оси балки принимают обычно равным 45°. В
балках высотой более 800 мм и в балках-стенках угол наклона отгибов может быть
увеличен до 60°, а в низких балках и при сосредоточенных нагрузках — уменьшен
до 30°;
г) в балках
шириной 200 мм и менее в каждой плоскости можно отгибать по одному стержню. В
балках шириной 300-400 мм в первой от опоры плоскости следует отгибать не менее
двух стержней, а в последующих плоскостях можно отгибать и по одному. В балках
шириной более 400 мм в каждой плоскости должно отгибаться не менее двух
стержней;
д) отгибы
стержней желательно располагать симметрично относительно вертикальной оси
сечения балки, если же отгибается один стержень, размешать его следует как
можно ближе к указанной оси.
Отгибать
стержни, расположенные непосредственно у боковых граней балок, не рекомендуется. Стержни с отгибами располагают
на расстоянии не менее 2d от боковых граней балки;
е) расстояние
между наклонными участками стержней по длине балки определяют расчетом.
Нижняя
точка последнего отгиба (считая от опоры) при сосредоточенных нагрузках может
располагаться ближе к опорам, чем точка пересечения эпюры поперечных сил Q с эпюрой Qbsw,
на величину не более чем U (рис. 3.6,а); при равномерных нагрузках
нижняя точка последнего отгиба должна располагаться не ближе к опоре, чем точка
пересечения эпюры поперечных сил с эпюрой Qbsw (рис. 3.6,б).
Рисунок 3.6 — Положение отгибов, определяемое эпюрой
поперечных сил в балке
а — при действии на балку сосредоточенных
сил; б — при действии на балку равномерно распределенной нагрузки
Здесь Qbsw = Qb + Qsw
— расчетная предельная поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны Qb
и только вертикальными хомутами Qsw в невыгоднейшем наклонном
сечении [15];
U = (Rbbho2 )/Q; где Q —
расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней (последнего от
грани опоры отгиба). Значения величины U/ho можно
назначать по таблице 3.4.
Таблица 3.4
|
Q/(bhoRb) |
1/3 |
1/4 |
1/5 |
1/6 |
1/7 |
1/8 |
1/9 |
1/10 |
|
U/ho |
0,3 |
0,4 |
0,5 |
0,6 |
0,7 |
0,8 |
0,9 |
1,0 |
Если
же в расчете не содержится каких-либо указаний о расположении плоскостей
отгибов, расстояние между ними принимают в соответствии с рисунком
3.2, конструирование отогнутых стержней производится в соответствии с
рисунком 3.7;
Рисунок 3.7 — Конструирование отогнутых стержней
ж) стержни,
отгибаемые из пролета в первой и второй плоскостях от промежуточной опоры,
заводят в смежный пролет.
Стержни,
отгибаемые в третьей и последующих плоскостях, разрешается, в случае отсутствия
в них надобности на опорных участках, обрывать в пролете (рис.
3.2).
Верхние концы
отогнутых стержней, которые не переводят через опору в смежный пролет, должны
заканчиваться прямыми участками длиной не менее 0,8lan, но не менее 20d в
растянутой зоне и 10d — в сжатой. Следует
избегать обрыва отогнутых стержней в растянутой зоне (внизу).
Вертикальные
проекции hinc, мм, наклонных участков
отгибаемых стержней, в зависимости от высоты сечения балки h и толщины
защитного слоя бетона аb, вычисляют по формулам:
hinc,1 = h — аb — а‘b;
hinc,2 = h — аb — а‘b — d2 —
20;
hinc,3 = h — аb — а‘b — d1 —
20;
hinc,4 = h — аb — а‘b — d1 — d2
— 40.
При
этом: для второстепенных балок аb = а’b; для главных
балок, к которым примыкают второстепенные с верхней арматурой диаметром до 20
мм, — а’b
= аb + 20 мм, а для главных балок, к которым примыкают второстепенные
с верхней арматурой диаметром более 20 мм, — а’b = аb + 30 мм.
Если d2
> 20 мм, или d1 > 20 мм, или (d1 + d2)
> 40 мм, то в последние три формулы подставляют соответственно d2
и d1 вместо 20 мм, или d1 + d2
вместо 40. Величины hinc вычисляют с точностью до 10
мм.
На крайних
опорах многопролетных балок, при монолитном их соединении с железобетонными
прогонами (обвязочными балками), должна быть предусмотрена верхняя арматура
сечением не менее 1/4 сечения пролетной арматуры в
примыкающем пролете.
Верхняя
арматура должна быть заведена на длину не менее 1/6 l от
внутренней грани прогона (l — пролет балки в свету) (рис.
3.2,a).
Верхняя
арматура должна быть заведена в прогон на длину lan (считая от грани прогона).
На крайних
опорах балок, опирающихся на кирпичные стены, для восприятия момента
защемления, как правило, достаточно верхней монтажной арматуры, которая
заводится за грань на lan.
Длина пролетных
сварных каркасов второстепенных балок назначается равной размеру пролета в
свету, а за грань крайних и промежуточных опор заводятся специальные стыковые
стержни. Так делается в случае опирания второстепенных балок на промежуточные и
крайние опоры в виде стоек, главных балок или прогонов. Эти стержни
устанавливаются на уровне стержней пролетной рабочей арматуры балок, число их
должно соответствовать количеству пролетных сеток, а диаметр быть не менее 10
мм и не менее половины диаметра рабочего стержня сетки. Общая площадь сечения
этих стержней, кроме того, должна быть не менее минимального процента
армирования сечения балки на опоре.
Стыковые
стержни периодического профиля заводятся за грань опоры в пролет не менее чем
на 15d (рис. 3.3,
в).
Если на опоре
нужна сжатая арматура, сечение стыковых стержней назначается по расчету и они
заводятся за грань опоры в пролет на длину стыка внахлестку для сжатых
стержней.
Стержни нижней
вязаной арматуры монолитных балок (рис.
3.2) в случаях, когда в опорных сечениях нижняя арматура по расчету не
требуется, рекомендуется заводить за грань промежуточной опоры не менее чем на
длину lan для растянутых стержней.
Если нижняя
арматура на промежуточной опоре учитывается в расчете как сжатая или
растянутая, то стык стержней смежных пролетов осуществляется в соответствии с
указаниями по устройству стыков арматуры внахлестку без сварки, при этом в
одном сечении могут осуществляться стыки всех доведенных до опоры стержней.
При действии на
балку временной равномерно распределенной нагрузки, не превышающей утроенной
постоянной, можно половину (по площади) верхних стержней заводить за грань
опоры в смежный пролет на 1/3 пролета в свету, а половину
— на 1/4 (рис.
3.2, 3.3).
В балках с
разными пролетами, отличающимися друг от друга не более чем на 20 %, места
обрыва стержней во всех пролетах принимают одинаковыми (по большему пролету), а
при различии в пролетах более 20 % стержни в меньший пролет заводят на длину,
определяемую по смежному (большому) пролету. Если же малый пролет находится
между двумя большими, из смежных пролетов протягивают через весь меньший пролет
поверху два стержня, даже если они не требуются по расчету.
Армирование
опор главных бачок монолитных перекрытий сварными сетками показано на рисунке
3.8.
Рисунок 3.8 — Армирование опор монолитных главных балок
сварными сетками
а — средних; б — крайних: 1, 2
— сетки соответственно опорная и пролетная; t1 — по расчету, но не
менее (1/3)l, t2
— по расчету, но не менее (1/4)l
Схема
армирования отдельными стержнями аналогична схеме армирования второстепенных
балок (см. рис.
3.2).
У боковых
граней балок при высоте их поперечного сечения более 700 мм ставят
конструктивные продольные стержни с расстоянием между ними по высоте не более
400 мм и площадью поперечного сечения
Asc.1
≥ 0,001b‘h‘
где h‘ — расстояние между стержнями;
b‘ = 0,5d, но не более 200 мм
(рис. 3.9).
Рисунок 3.9 — Размещение конструктивных стержней по
высоте боковых граней балок при каркасах
а — вязаных; б —
сварных; 1, 2 — продольная арматура соответственно рабочая и
монтажная; 3 — шпильки; 4 — продольный конструктивный стержень
площадью поперечного сечения Asc.1
Эти стержни
должны соединяться шпильками диаметром 6-8 мм из арматуры классов A-I, А400,
А500 или В400, В500 с шагом 500 мм по длине балки. Вместе с поперечной
арматурой такие стержни сдерживают раскрытие наклонных трещин на боковых гранях
балок.
В балках и
ребрах высотой более 150 мм следует устанавливать вертикальную поперечную
арматуру. В балках и ребрах высотой 150 мм и меньше поперечную арматуру можно
не ставить. Ее допускается не ставить у граней тонких ребер и балок шириной 150
мм и меньше, если по ширине их располагаются один продольный стержень или одна
сварная сетка. При этом должно соблюдаться условие (3.65) Пособия [15].
Диаметр
поперечных стержней в сварных сетках и каркасах определяется расчетом с учетом
условий сварки (табл. 3.5).
Таблица 3.5
|
Диаметр стержня одного |
3-12 |
14; |
18; |
22 |
25-32 |
36; |
|
Наименьший допустимый диаметр |
2 |
4 |
5 |
6 |
8 |
10 |
Конструктивные
требования к поперечному армированию балок приведены в таблице
9 и на рисунке 3.10.
Рисунок 3.10 — Расположение поперечной арматуры в балках,
не имеющих отгибов
а, б — при высоте сечения балки
соответственно до 450 и более 450 мм
Длина
приопорного участка lsup при равномерной нагрузке
принимается равной 1/4 пролета, а при сосредоточенных
нагрузках — расстоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее 1/4
пролета.
Расстояние
между поперечными стержнями (хомутами) в балках со сжатой продольной арматурой,
учитываемой в расчете, рекомендуется принимать по табл. 2.2.
В вязаных
каркасах средних балок монолитных ребристых перекрытий при временных нагрузках
на перекрытие, не превышающих 30 кПа, ставят открытые хомуты; в отдельных
балках прямоугольного или таврового сечения, в крайних балках монолитных
ребристых перекрытий, в балках с расчетной сжатой арматурой, а также в средних
балках монолитных ребристых перекрытий, рассчитанных на временную нагрузку
более 30 кПа, — замкнутые.
В вязаных
каркасах хомуты следует конструировать таким образом, чтобы в местах их
перегиба, а также загиба концевых крюков (при отсутствии перепуска концов)
обязательно располагались продольные стержни. Каждый хомут должен охватывать в
одном ряду не более пяти растянутых стержней и не более трех
сжатых. При большем числе стержней в одном ряду, а также при ширине балки 350
мм и более рекомендуется переходить на четырех— или многосрезные
хомуты (рис. 3.1).
При
монолитных конструкциях в местах пересечения балки с колонной или с прогоном первый
хомут или поперечный стержень располагают в пролете на расстоянии 50 мм от
грани опоры.
При опирании
монолитных балок на кирпичную кладку на крайней опоре первый хомут или
поперечный стержень устанавливают у торца балки (с необходимым защитным слоем),
а в пределах средних опор установку поперечной арматуры продолжают с шагом,
принятым для пролета балки.
Дополнительные указания по
армированию балок
Примеры
армирования балок, работающих на изгиб с кручением, приведены на рисунках 3.11
и 3.12.
Рисунок 3.11 —
Армирование балок, работающих на
изгиб с кручением
а — вязаной арматурой; б — сварным швом
Рисунок 3.12 —
Армирование балок сложного
поперечного сечения
1, 2 — замкнутые хомуты соответственно ребра и полки
В балках,
работающих на изгиб с кручением, вязаные хомуты должны быть замкнутыми с
перепуском их концов на 30d, где d — диаметр
хомута, а при сварных каркасах все поперечные стержни обоих направлений должны
быть приварены точечной сваркой к угловым продольным стержням, образуя
замкнутый контур.
При
отсутствии сварочных клешей плоские сварные сетки соединяют при помощи скоб
посредством дуговой сварки их с поперечными стержнями.
В балках
сложного поперечного сечения (тавровых, двутавровых), работающих на изгиб с
кручением, все составляющие части сечения (ребра, полки) должны иметь замкнутое
поперечное армирование в пределах каждой части (рис. 3.12).
Расстояния
между поперечными стержнями, расположенными у граней, нормальных к плоскости
изгиба, должны составлять не более ширины сечения элемента d; у
граней сжатых от изгиба, при Т ≤ 0,2M, где Т — крутящий
момент, M — изгибающий момент, расстояния между поперечными
стержнями допускается увеличивать, принимая их такими, как в сжатых элементах.
Приведенные
указания относятся, в частности, к крайним балкам, к которым второстепенные
балки или плиты примыкают лишь с одной стороны (обвязочные балки, балки у
температурных швов и т.п.), а также к средним балкам, для которых нагрузки,
передающиеся на балку от примыкающих к ней пролетов, различны (отличаются друг
от друга более чем в 2 раза).
Примеры
армирования балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок приведены на
рисунке 3.13.
Рисунок
3.13 — Дополнительное
армирование балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок
а — сварными сетками; б — учащением
хомутов на участке h1 (количество по расчету); в —
подвесками
Площадь сечения
дополнительной арматуры определяют расчетом. Ее конструируют в виде сварных
сеток, отгибов, подвесок и учащенных хомутов. При этом их количество должно
быть не менее двух, вертикальных стержней в каждой сварной сетке — не менее
четырех Ø6 мм; отгибы или подвески назначают диаметром не менее 10 мм; в
верхней зоне предусматривают горизонтальный прямой участок отогнутых стержней
длиной не менее 0,8lап и не менее 20d.
Армирование монолитных
железобетонных плит
Монолитные
железобетонные плиты перекрытий могут быть полностью или частично опертыми по
контуру, со свободным опиранием или с защемлением на опорах. В практике
монолитного строительства достаточно часто встречаются плиты, защемленные по
одной кромке (консольные) и опертые в точках (углах), например плиты
безбалочных перекрытий.
По расчетной
схеме плиты подразделяют на балочные (однопролетные — разрезные, неразрезные —
многопролетные, консольные) и работающие в двух направлениях, которые могут
быть однопролетными (с шарнирным или нешарнирным опиранием по кромкам) или
многопролетными неразрезными.
Балочными плиты
считают в том случае, если усилия, действующие в одном направлении,
пренебрежительно малы по сравнению с усилиями, действующими в другом
направлении. К балочным плитам относят: прямоугольные равномерно нагруженные
плоские плиты, опертые по двум противоположным сторонам, а также плиты, опертые
по контуру либо защемленные по трем или четырем сторонам при соотношении сторон
(пролетов), большем определенного граничного значения. Граничное отношение
пролетов в нормативных документах ограничивают цифрами 2 или 3.
К работающим в
двух направлениях считают все не относящиеся к балочным плиты, в том числе
непрямоугольные в плане (круглые, кольцевые и др.), а также опертые в точках
(например, плиты безбалочных перекрытий). В безбалочных перекрытиях монолитных
зданий плита может опираться непосредственно на колонны как без уширений, так и
с уширениями, называемыми капителями. При пролетах до 6-8 м монолитные
перекрытия рекомендуется выполнять плоскими, при больших значениях — плоскими с
капителями или межколонными балками или стенами, ребристыми или пустотными. Для
зальных помещений пролетом 12-15 м рекомендуются кесонные, ребристые и
пустотные перекрытия при опирании по четырем сторонам на балки и стены.
При пролетах
более 7 м рекомендуется применение дополнительной предварительно напряженной
арматуры из высокопрочных канатов класса К-7 без сцепления с бетоном (раздел
1.4).
При выборе
конструктивного решения опирания плиты на колонны без капителей необходимо
предусмотреть усиление дополнительным армированием этих участков плиты с целью
исключения ее продавливания при эксплуатационных нагрузках.
Толщину
балочных плит монолитных перекрытий с отношением сторон l2: l1 > 2 следует принимать не
менее, мм:
Для
междуэтажных перекрытий жилых
и общественных
зданий 70
Для
междуэтажных перекрытий
производственных
зданий 80
Для
покрытий 60
Под
проездами 100
Для
плит из легкого бетона
классов В7.5 и
ниже во всех случаях
70
Толщина
железобетонной плиты кесонных часторебристых перекрытий должна быть не менее
25-30 мм.
Толщину монолитных
плит h, мм, рекомендуется принимать 40, 50, 60, 70, 80, 100, 120, 140,
160, 180, 200, 250, 300, далее кратно 100.
Минимальная
толщина бетонного защитного слоя для рабочей арматуры плит, находящихся в
обычных условиях эксплуатации, 20 мм.
Минимальная
толщина плит в зависимости от пролета ориентировочно может быть принята по
таблице 3.6.
Таблица 3.6
Минимальная
толщина плит
|
Типы плит и характер опирания |
Вид бетона |
|
|
тяжелый |
легкий |
|
|
Балочные: |
||
|
при свободном опирании |
(1/35)l |
(1/30)l |
|
при упругой заделке |
(1/45)l |
(1/35)l |
|
Работающие в двух направлениях: |
||
|
опертые по контуру при свободном |
(1/45)l1* |
(1/38)l1 |
|
то же, при упругой заделке |
(1/50)l1 |
(1/42)l1 |
|
кессонные часторебристые перекрытия |
(1/30)l1 |
(1/25)l1 |
|
то же, при упругой заделке по |
(1/35)l1 |
(1/30)l1 |
|
плиты безбалочных перекрытий при |
(1/35)/2 |
(1/30)l2 |
|
то же, без капителей — но не |
(1/32)l2 |
(1/27)l2 |
|
* l1 и l2 — меньший и больший пролеты плит. |
Толщину
неразрезных или однопролетных плит, монолитно связанных с железобетонными
балками, принимают как при упругой заделке, а толщину плит, опертых на стены, —
как при свободном опирании.
Монолитные
железобетонные плиты армируют вязаной арматурой и стандартными сварными
сетками.
Диаметр рабочих
стержней сварной арматуры рекомендуется принимать не менее 3, а вязаной — не
менее 6 (5,5) мм.
При толщине
плиты h < 150 мм расстояния между осями стержней рабочей арматуры в
средней части пролета плиты (внизу) и над опорой (вверху многопролетных плит)
должны быть не более 200 мм, при h > 150 мм — не более 1,5h и
400 мм.
Расстояния
между рабочими стержнями, доводимыми до опоры плиты, не должны превышать 400
мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна составлять
не менее 1/3 площади сечения стержней в пролете,
определенной расчетом по наибольшему изгибающему моменту.
Площадь сечения
рабочей арматуры плит должна быть не менее указанной в таблице 3.7.
Таблица 3.7
Площадь поперечного сечения арматуры на 1 м ширины плиты, см2
|
Шаг |
Диаметр |
||||||||||||
|
3 |
4 |
5 |
6 |
8 |
10 |
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
|
|
100 |
0,71 |
1,26 |
1,96 |
2,83 |
5,03 |
7,85 |
11,31 |
15,39 |
20,11 |
25,45 |
31,42 |
38,01 |
49,09 |
|
125 |
0,57 |
1,01 |
1,57 |
2,26 |
4,02 |
6,28 |
9,05 |
12,31 |
16,08 |
20,36 |
25,13 |
30,41 |
39,27 |
|
150 |
0,47 |
0,84 |
1,31 |
1,84 |
3,35 |
5,23 |
7,54 |
10,26 |
13,4 |
16,96 |
20,94 |
25,33 |
32,72 |
|
200 |
0,35 |
0,63 |
0,98 |
1,41 |
2,51 |
3,93 |
5.65 |
7,69 |
10,05 |
12,72 |
19,71 |
19,00 |
24,54 |
|
250 |
0,28 |
0,50 |
0,79 |
1,13 |
2,01 |
3,14 |
4.52 |
6,16 |
8,04 |
10,18 |
12,56 |
15,20 |
19,64 |
|
300 |
0,23 |
0,42 |
0,65 |
0,94 |
1,68 |
2,61 |
3,77 |
5,13 |
6,70 |
8,48 |
10,47 |
12,66 |
16,36 |
|
350 |
0,20 |
0,36 |
0,56 |
0,81 |
1,44 |
2,24 |
3,23 |
4,44 |
5,74 |
7,27 |
8,97 |
10,86 |
14,00 |
|
400 |
0,18 |
0,32 |
0,40 |
0,71 |
1,25 |
1,96 |
2,82 |
3,50 |
5,02 |
6,36 |
7,86 |
9,50 |
12,49 |
Диаметр
и шаг стержней этой арматуры можно подбирать по этой же таблице.
При армировании
плит, работающих в двух направлениях, отношение Аs2/Аs1
между площадями сечения нижних арматур, укладываемых на 1 м ширины плиты (Аs1
— площадь стержней, располагаемых параллельно короткой стороне), рекомендуется
принимать по таблице 3.8, в зависимости от отношений пролетов плиты l2/l1
Таблица
3.8
Отношение площадей сечений нижней арматуры для плиты, работающей в двух
направлениях
|
l2/l1 |
Аs2/Аs1 |
l2/l1 |
Аs2/Аs1 |
|
1,0 |
1-0,8 |
1,6 |
0,5-0,3 |
|
1,1 |
0,9-0,7 |
1,7 |
0,45-0,25 |
|
1,2 |
0,8-0,6 |
1,8 |
0,4-0,2 |
|
1,3 |
0,7-0,5 |
1,9 |
0,35-0,2 |
|
1,4 |
0,6-0,4 |
2,0 |
0,2-0,15 |
|
1,5 |
0,65-0,35 |
Площадь
сечения распределительной арматуры в балочных плитах должна составить не менее
10 % площади сечения рабочей арматуры в месте наибольшего изгибающего момента.
Диаметр и шаг стержней этой арматуры в зависимости от диаметра и шага стержней
рабочей арматуры можно применять по таблице 3.9.
Таблица
3.9
Диаметр
и шаг стержней распределительной арматуры балочных плит, мм
|
Диаметр |
Шаг стержней рабочей |
|||||
|
100 |
125 |
150 |
200 |
250 |
300 |
|
|
3-4 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
|
5 |
3 350 |
3 350 |
3 350 |
3 350 |
3 400 |
3 400 |
|
6(5,5) |
4 350 |
4 350 |
3 350 |
3 350 |
3 400 |
3 400 |
|
8(7;7,5) |
5 350 |
5 350 |
4 350 |
4 350 |
3 350 |
3 400 |
|
10(9) |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
5 350 |
5 350 |
5 350 |
5 350 |
|
12(11) |
6(5,5) 250 |
6(5,5) 300 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
|
14 |
8(7,5) 300 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
6(5,5) 300 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
|
16 |
8(7,5) 250 |
8(7,5) 300 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
|
18 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
|
20 |
10(9) 200 |
10(9) 250 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
|
22 |
12(11) 250 |
12(11) 300 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
|
25 |
14 300 |
10(9) 200 |
8(7,5) 150 |
8(7,5) 200 |
8(7,5) 250 |
8(7,5) 300 |
|
Примечание. Над чертой указан диаметр |
Рабочую
арматуру в направлении меньшего пролета располагают ниже арматуры, идущей в
направлении большего пролета. В соответствии с таким расположением арматуры
рабочая высота сечения плиты для каждого направления различна и будет
отличаться на размер диаметра арматуры.
При армировании
сварными сетками сплошных балочных плит толщиной 120 мм и более при содержании
растянутой рабочей арматуры до 1,5 % расстояние между стержнями
распределительной арматуры допускается увеличивать до 600 мм.
Балочные
монолитные плиты, армированные сварными сетками, конструируют в соответствии с
рисунками 3.14, 3.15.
Рисунок 3.14 — Схема
армирования монолитных балочных плит сварными сетками
а — продольная арматура в виде цельных сварных сеток с поперечными рабочими
стержнями; б — то же, в виде узких сварных сеток с продольными рабочими
стержнями: в — план надопорной арматуры
Рисунок 3.15 — Армирование
опор плит сварными сетками (разрезы в рабочем направлении)
а, в — крайние опоры плиты,
соответственно монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и в
кирпичной стене; б, г — средние опоры плиты, монолитно
связанной с железобетонной балкой, стеной и с надопорной арматурой
соответственно из двух раздвинутых сеток и из одной сетки
Пролетную
арматуру плит шириной до 3 м и длиной до 6 м конструируют в виде плоской
цельной сварной сетки, поперечные стержни которой — рабочая арматура плиты
(рис. 3.14,а).
При диаметре
рабочей арматуры более 10 мм плиты можно армировать плоскими узкими сварными
унифицированными сетками. Их длина должна соответствовать ширине плиты, которая
может быть и более 3 м.
Продольные
стержни сеток выполняют роль рабочей арматуры, поперечные — распределительной,
стыкуемой в плите внахлестку без сварки.
Надопорную
арматуру неразрезных плит конструируют в соответствии с рисункам 3.15,б
в виде двух с подвижкой сеток или одной сетки (рис. 3.15,г) с
поперечными рабочими стержнями, укладываемыми вдоль опор. Надопорные сетки
могут быть рулонными.
Многопролетные
балочные монолитные плиты толщиной до 100 мм с рабочей арматурой средних
пролетов и опор до 7 мм рекомендуется армировать сварными рулонными типовыми
сетками с продольной рабочей арматурой в соответствии с рисунком 3.16.
Рисунок 3.16 — Непрерывное армирование монолитных неразрезных плит сварными
рулонными сетками
а — план и разрезы плиты, опертой на железобетонные балки; б —
деталь опирания плиты на кирпичную стену
Рулоны при этом
раскатывают поперек второстепенных балок, а поперечные стержни сеток,
являющиеся распределительной арматурой плиты, стыкуют внахлестку без сварки. В
крайних пролетах и на первых промежуточных опорах, где обычно требуется
дополнительная арматура, на основную сетку укладывают дополнительную (рис.
3.16), которая заводится за грань первой промежуточной опоры во второй пролет
на 1/4 пролета плиты. Вместо дополнительной сетки можно
укладывать отдельные стержни, привязывая их к основной сетке.
Плиты,
работающие в двух направлениях, также рекомендуется армировать сварными
сетками. При этом плиты, имеющие размеры не более 6×3 м, можно армировать
в пролете одной цельной сварной сеткой с рабочей арматурой в обоих
направлениях. С целью экономии арматуры рекомендуется использование сварных
сеток с переменным армированием в двух направлениях в соответствии с эпюрой
моментов или же использование разноразмерных сеток, накладываемых друг на друга
в зоне максимальных изгибаемых моментов (рис. 3.17). Ширину крайней полосы le определяют расчетом.
Рисунок 3.17 —
Схема армирования пролета плиты,
опертой по контуру, цельными сварными сетками
1 — основной; 2 — дополнительной
В случае
армирования плиты узкими сварными унифицированными сетками с продольной
арматурой их укладывают в пролете в два слоя во взаимно перпендикулярных
направлениях (рис. 3.18,б). При этом сетки, укладываемые вдоль меньшего
пролета плиты, должны быть снизу. Монтажные стержни сеток каждого слоя кладут
впритык и не стыкуют, причем в сетках нижнего слоя они должны быть под рабочей
арматурой в ее защитном слое, а в сетках верхнего слоя — сверху.
Надопорную
арматуру, работающую в двух направлениях неразрезных многопролетных плит (рис.
3.18,б) с плоскими сетками в пролетах, конструируют так же, как
надопорную арматуру балочных плит (рис. 3.15).
Рисунок 3.18 — Схема армирования
плиты, опертой по контуру, сетками
а — узкими сварными пролетными; б
— надопорными
Работающие в
двух направлениях многопролетные неразрезные плиты с рабочей арматурой
диаметром до 7 мм можно армировать типовыми рулонными сетками с продольными
рабочими стержнями (рис. 3.19). Для этого плиту разбивают в каждом направлении
на три полосы: две крайние по 1/4 меньшего пролета и
среднюю. Рулоны в пролетах укладывают в два слоя, раскатываемых во взаимно
перпендикулярных направлениях только по средним полосам плит (рис. 3.19,а).
Надопорную арматуру углов плиты в этом случае можно конструировать в виде
квадратных плоских сеток с рабочими стержнями в обоих направлениях. Эти сетки
укладывают на пересечении ребер (балок) плит, причем стержни могут быть
параллельными ребрам (балкам) или укладываться под углом 45° к ним (рис. 3.19,б).
Рисунок 3.19 — Схема
армирования плиты, опертой по контуру, сварными рулонными сетками
а
— пролетная и средняя надопорная арматура; б — надопорная
арматура углов плиты
Армирование
сварными сетками безбалочных перекрытий с точечным опиранием плит на колонны
можно производить по аналогии с описанными выше. В этом случае обычно возникает
необходимость в дополнительном армировании по осям колонн и в местах опирания
на них плит перекрытий отдельными стержнями или плоскими вертикальными
каркасами. Необходимость дополнительного армирования и его количество
определяются расчетом (рис. 3.20).
Рисунок 3.20 — Пример усиления армирования безбалочного
плитного перекрытия каркасами
К-1 — пролетный каркас; К-2 — надопорный
каркас
Вязаную
арматуру монолитных плит толщиной 120 мм и меньше проектируют в соответствии с
рисунками 3.21, 3.22, 3.23, 3.24, 3.25 с доведением всех пролетных нижних
стержней до опор.
Рисунок 3.21 — Раздельное армирование монолитных балочных
плит отдельными стержнями (вязаной арматурой)
1, 3 — надопорная
арматура в направлениях соответственно рабочем и нерабочем; 2 —
пролетная арматура в рабочем направлении
Рисунок 3.22 — Непрерывное армирование монолитных
плит отдельными стержнями (вязаной арматурой)
а
— средняя опора многопролетной плиты — железобетонная балка: б —
то же, стальная балка; в — крайняя опора — железобетонная
балка; г — то же, кирпичная кладка; 1 — отгибы; 2
— дополнительная надопорная арматура (ставится, если недостаточно
отогнутых стержней); 3 — пролетная арматура
Рисунок 3.23 — Раздельное армирование крайних опор
монолитной плиты отдельными стержнями в рабочем направлении
а
— монолитно связанной с железобетонной балкой; б — защемленной в кирпичной
кладке; в — свободно лежащей на стальной балке; г — то же, на
кирпичной стене; д — консольно опирающейся на стальную балку; 1 —
пролетная рабочая арматура As,sp диаметром d; 2
— опорная арматура (по расчету, но не менее 0,5As,sp); 3
— распределительная арматура; 4 — арматура железобетонной балки; 5
— опорная арматура не менее (1/3)As,sp
и не менее 5Ø6A-I на 1 м; 6 — стержень Ø6 мм,
устанавливаемый с шагом 1000 мм и обеспечивающий совместную работу плиты со
стальной балкой (по расчету обычно не требуется); 7 — сварка
Рисунок 3.24 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты
отдельными стержнями в нерабочем направлении
а
— свободно лежащей на стальной балке; б — консольно
опирающейся на стальную балку; в — монолитно связанной с железобетонной
балкой; г — защемленной в кирпичной стене; д — примыкающей к
стене без опирания; 1 — пролетная рабочая арматура As,sp диаметром d, 2 — распределительная арматура; 3
— опорная арматура по расчету, но не менее (1/3)As,sp;
4 — арматура железобетонных балок: 5 — опорная арматура
Рисунок 3.25 — Армирование средних опор монолитной плиты
отдельными стержнями
а — монолитно связанной с
железобетонной балкой в рабочем направлении; б — свободно лежащей на
стальной балке в рабочем направлении; в — монолитно связанной с
железобетонной балкой в нерабочем направлении; 1 — пролетная рабочая
арматура As,sp диаметром d; 2 — распределительная
арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (1/3)As,sp; 4 — арматура
железобетонной балки; 5 — сварка
При так
называемом раздельном армировании над опорами устанавливают свою арматуру.
Нижние пролетные рабочие стержни неразрезных плит рекомендуется конструировать
сквозными, пропуская их через несколько опор; в крайних пролетах, если это
требуется по расчету, устанавливают дополнительные стержни.
Надопорную
арматуру в нерабочем направлении предусматривают конструктивно в количестве не
менее 1/3 сечения рабочей арматуры в пролете.
В плитах
толщиной более 120 мм часть пролетных стержней (в целях экономии арматуры) рекомендуется
переводить на опоры (так называемое непрерывное армирование) (рис.
3.22). В плитах толщиной до 150 мм стержни отгибают под углом 30°, 160 мм и
более — под углом 45°. Отгибы конструируют в соответствии с рисунком
3.22.
Армирование
опор монолитных плит отдельными стержнями при разных опорных условиях показано
на рисунках 3.23, 3.24, 3.25.
Вязаную
арматуру плит, работающих в двух направлениях, конструируют так же, как и в
балочных плитах. С целью экономии арматуры плиту рекомендуется разбивать в
каждом направлении на три полосы: две крайние шириной 1/4
меньшего пролета и среднюю. В крайних полосах площадь сечения арматуры, против
параллельной им третьей полосы, может быть уменьшена вдвое, но при этом на 1 м
ширины плиты должно приходиться не менее трех стержней. Стержни в направлении
короткой стороны укладываются внизу. Надопорную рабочую арматуру устанавливают
по всей длине каждой стороны плиты равномерно.
На крайних
свободных опорах плит, монолитно связанных с железобетонными прогонами
(обвязочными балками), надопорную расчетную арматуру заделывают в прогон на
глубину lап. На крайних свободных опорах плит пролетную
арматуру заводят за грань опоры не менее 5ds при выполнении
условия Q ≤ 0,5Rbtbh0.
Консольные
плиты при
вылете консоли до одного метра принимают постоянной толщины. При вылете более 1
м толщина сечения плиты в месте заделки определяется расчетом, а на свободном
конце должна быть не менее 50 мм.
Консольные
плиты армируют, как правило, только верхней арматурой. Консоли, являющиеся
частью одно- и многопролетной плиты, армируют вместе с плитой и той же
арматурой — сетками или отдельными стержнями.
При
армировании консольных плит с вылетом более 1000 мм допускается половину
рабочих стержней обрывать на половине вылета консоли.
Толстые
монолитные плиты, например фундаментные, рекомендуется армировать объемными
армоблоками, собираемыми из плоских сварных каркасов и сеток. Их следует
устанавливать с разрывом, равным ширине армоблока, а в зазор помещать
горизонтальные сварные сетки по верхнему и нижнему уровням блоков. При этом
необходимо обеспечивать жесткость армирования путем установки дополнительных
связей жесткости, например крестовых, из арматуры, уголка и т.п.
Дополнительные указания по
армированию стен и плит
Армирование в местах
отверстий
Отверстия
значительных размеров (более или равные 300 мм) в монолитных железобетонных
стенах и плитах должны окаймляться дополнительной арматурой сечением не менее
сечения рабочей арматуры (того же направления), которая требуется по расчету
плиты как сплошной (рис. 3.26,a).
Отверстия до
300 мм специальными стержнями не окаймляют.
Вязаная рабочая
и распределительная арматура вокруг таких отверстий сгущается — два крайних
стержня ставятся с промежутком 50 мм (рис. 3.26,б).
Рисунок 3.26 — Армирование плит в местах отверстий
а, б — отверстия соответственно более 300 и до 300 мм (при
рабочей и распределительной вязаной арматуре); 1 — стержни арматуры
плиты: 2 — специальные стержни арматуры, окаймляющие отверстие
При армировании
сварными сетками отверстия до 300 мм в арматуре рекомендуется вырезать по
месту, при этом разрезанные стержни целесообразно отгибать в тело плиты.
ПРИЛОЖЕНИЕ
2
ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ
ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Раздел 1
Фундаменты
Рисунок 2.1 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Опалубка, схема расположения выпусков
___________
*Номер позиции из таблицы спецификации арматуры.
Рисунок
2.2 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Нижнее армирование
Рисунок
2.3 —
Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Верхнее армирование
Рисунок 2.4 — Фрагменты расположения выпусков арматуры под несущие стены
(см. рис.
2.1)
Рисунок
2.5 —
Армирование фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Разрез 1 — 1, каркас К-1 (см. рис.
2.1)
Рисунок 2.6 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Опалубка
Рисунок 2.7 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной
конструктивной схемы. Разрез 1 — 1 (см. рис. 2.6)
Рисунок
2.8 — Фрагмент фундаментной плиты здания
каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование
Рисунок 2.9 — Фрагмент фундаментной плиты
здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование
Рисунок 2.10 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Расположение каркасов, выпусков из плиты
Рисунок
2.11
— Каркасы фундаментной
плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10)
Рисунок
2.12
— Армирование
фундаментной плиты здания каркасной схемы. Разрез 3-3 (см. рис.
2.9). Расположение выпусков под колонны с учетом изменения сечения по
высоте
Рисунок
2.13
— Детали арматурных выпусков под колонны цокольного этажа (см. рис.
2.10)
Рисунок
2.14
— Детали арматурных выпусков из фундаментной плиты под колонны
цокольного этажа (см. рис.
2.10)
Рисунок 2.15 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Нижнее армирование, первый слой
Рисунок 2.16 —
Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее
армирование, второй слой
Рисунок
2.17 — Фрагмент фундаментной
плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, третий слой
Рисунок
2.18 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Верхнее армирование, первый слой
Рисунок
2.19
— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы.
Верхнее армирование, второй слой
Рисунок 2.20 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Поперечное армирование
Рисунок
2.21
— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы.
Выпуски
Рисунок
2.22
— Примеры расположения
выпусков из фундаментной плиты под колонны
Рисунок
2.23
— Узлы армирования
фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.15÷2.20)
Рисунок
2.24
— Фрагмент фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и
ленточных фундаментов. Опалубка
Рисунок
2.25
— Элементы фундаментной
плиты со свайным основанием, армирование ленточных фундаментов. Разрезы 1 —
1…3-3 (опалубка). Узел 1 (см. рис.
2.4)
Рисунок
2.26
— Армирование
фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов.
Разрезы 1-1…3-3
Рисунок
2.27 — Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите
Соединение полосы 40×4 с токоотводом и
скобой Г — 1 выполнять ручной дуговой сваркой по ГОСТ 14098-85.
Примечания
1. Токоотводы Т1-Т8.
П1-П6 выполняются из полосы 40×4 и устанавливаются в теле колонн и стен.
Стыкование элементов полосы — 40×4 токоотводов выполняется с помощью
нахлесточного соединения длиной 50 мм и приварки двойными торцевыми швами
длиной 40 мм (bш =
6 мм).
Токоотводы Т1-Т8 соединяются в
кровле с молниеприемником, а также с полосой — 40×4, проложенной по
контуру фундаментной плиты в уровне нижней и верхней арматуры.
2. В качестве
заземлителя используется полоса — 40×4 по замкнутому контуру в уровне
нижней и верхней арматуры фундаментной плиты (верхний и нижний уровень полосы —
40×4 соединяется скобой (Г-6) в точках Т1-Т8. П1-П6).
Условные обозначения
|
|
— полоса — 40×4. проложенная по замкнутому контуру |
|
|
— места опусков токоотводов (полоса — 40×4), |
|
|
— места опусков токоотводов (полоса — 40×4), соединяющие |
Рисунок
2.28
— Пример устройства молниезашиты в фундаментной плите. Разрез 1 — 1
Раздел 2.
Вертикальные конструкции цокольного этажа
Рисунок 2.29 — Схема расположения стен цокольного этажа здания конструктивной
схемы с несущими стенами
Спецификация к схеме
расположения стен нижнего технического этажа
|
№ п.п. |
Обозначение |
Наименование |
Количество, шт. |
Масса единицы, кг |
Масса общая, кг |
|
Бетон В25, м2 |
130 |
||||
|
ТУ |
Ø12А500СП Lп.м = 6500 |
5772 |
|||
|
1 |
Ø16А500СП L = 3970 |
2620 |
6,3 |
16506 |
|
|
2 |
Ø16А500СП L = 3350 |
1270 |
5,3 |
6730 |
|
|
3 |
Ø12 А500 СП L = 1050 |
750 |
1,0 |
750 |
|
|
4 |
Ø12 А500 СП L = 1000 |
180 |
0,9 |
162 |
|
|
5 |
Ø12 А500 СП L = 1170 |
630 |
1,1 |
690 |
|
|
6 |
ГОСТ 5781-82 |
Ø6 A-I L = 280 |
3000 |
0,1 |
300 |
|
7 |
Ø16 А500СП L = 2540 |
70 |
4,6 |
322 |
|
|
8 |
Ø12 А500СП L = 1000 |
180 |
0,9 |
162 |
Рисунок 2.30 —
Армирование стен цокольного
этажа. Разрезы 1 — 1…3-3 (см. рис. 2.29) Б — узел опирания подземных стен гаража
выше глубины промерзания грунта
опалубка
Рисунок
2.31
— Пример развертки стены цокольного этажа с дверными проемами по оси «6» в осях «Л» — «Р»
Рисунок
2.32
— Пример развертки стены
цокольного этажа с технологическими отверстиями по оси «11» в осях «Е»-«В»
Рисунок
2.33 — Узлы армирования
стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис.
2.29, зеркально)
Рисунок 2.34 — Армирование стен
жесткости цокольного лажа (см. рис.
2.15)
Рисунок
2.35
— Армирование колони
цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы
Рисунок
2,36 — Армирование
пилона цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы (см. рис.
2.6)
Раздел 3
Перекрытия цокольного этажа
Рисунок
2.37
— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.1). Опалубка
Рисунок
2.38
— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Нижнее армирование
Рисунок
2.39
— Фрагмент армирования перекрытия цокольного этажа здания конструктивной
схемы с несущими стенами (см. рис. 2.38)
Рисунок
2.40
— Фрагмент перекрытия
цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее
армирование
Рисунок
2.41
— Армирование плиты
перекрытия цокольного этажа. Разрезы 1 — 1, 2-2, 3-3 (см. рис. 2.40)
Рисунок 2.42 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной
схемы. Опалубка
Рисунок
2.43
— Балочная плита перекрытия
цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование
Рисунок
2.44
— Балочная плита
перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование
Рисунок
2.45 — Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка
Рисунок 2.46 — Плита
перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование
Рисунок
2.47
— Плита перекрытия
цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование
Рисунок
2.48
— Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной
конструктивной схемы. Разрезы 1 — 1, 3-3. 4-4 (см. рис. 2.47)
Рисунок
2.49
— Армирование плиты
перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Схема
расположения каркасов под колонны (см. рис.
2.46)
Раздел
4 Вертикальные конструкции типового этажа
Рисунок
2.50
— Схема расположения стен типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами
Рисунок
2.51
— Узлы армирования стен типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами
Рисунок
2.52
— Армирование стен
типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами
Рисунок
2.53
— Вариант усиления дверного
проема и отверстий в стенах. Сечение а-а
Рисунок 2.54 — Схема расположения стен, колонн, пилонов типового этажа
здания каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.55
— Армирование стен, колонн,
пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок
2.56
— Армирование стен и
колонн лифтового узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок
2.57
— Армирование стен и
колонн лестничного узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок 2.58 —
Варианты армирования монолитных
несущих стен здания. Сечения 1 — 1…4-4
Рисунок 2.59 — Варианты армирования колонн типового этажа
Рисунок 2.60 — Варианты армирования колонн типового этажа
Рисунок
2.61
— Пример армирования пилона здания. Разрезы 1 — 1…3-3
Рисунок 2.62 — Пример армирования стены, переходящей в пилон
Раздел
5 Перекрытия типового этажа
Рисунок
2.63
— Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Опалубка
Рисунок 2.64 — Фрагмент
плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Нижнее армирование
Рисунок 2.65 — Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Верхнее армирование
Рисунок 2.66 — Фрагмент
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок 2.67 — Фрагмент
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок
2.68 — Фрагменты
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивном схемы с несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65;
2.66)
Рисунок
2.69
— Армирования плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Разрезы 1 — 1…7-7 (см. рис.
2.64; 2.65;
2.67)
Спецификация к схеме
армирования перекрытия типового этажа и плиты покрытия.
|
Марка поз. |
Обозначение |
Наименование |
кол., шт. |
Масса ед., кг |
Масса общ., кг |
Примечание |
|
100 |
ТУ |
Ø12 А500СП, п.м |
4300 |
3820 |
||
|
101 |
Ø16 А500СП, п.м |
400 |
630 |
|||
|
7 |
Ø12А500СП L = 950 |
70 |
0,85 |
60 |
||
|
8 |
Ø12 А500СП L = 320 |
320 |
1,8 |
570 |
||
|
10 |
Ø16А500СП L = 2100 |
50 |
3,3 |
165 |
Рисунок 2.70 —
Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивном схемы с
несущими стенами. Разрезы 8-8…12-12. Пример спецификации (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок 2.71 — Схема расположения плиты перекрытия и балок типового этажа здания
каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.72
— Опалубка и варианты
армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы
(см. рис. 2.71)
Рисунок
2.73
— Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой
конструктивной схемы (см. рис.
2.71)
Рисунок
2.74
— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой
конструктивной схемы. Совмещенный план нижнего и верхнего армирования
Рисунок
2.75
— Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы.
Дополнительное армирование обрамления отверстий
Рисунок 2.76 — Вариант контурного армирования железобетонной плиты здания
каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.77 — Варианты
армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы. Разрезы 1 — 1…6-6 (см. рис. 2.76)
Рисунок
2.78 — Варианты
армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы. Разрезы 1-1..Л 1 — 11
(см. рис.
2.76)
Рисунок
2.79
— Фрагменты опалубки и армирования перекрытия типового этажа
Рисунок 2.80 — Узлы армирования перекрытия типового этажа
Рисунок
2.81
— Узлы армирования
перекрытия типового этажа. Пример армирования сварными каркасами (см. рис.
2.80)
Раздел 6
Балки
Рисунок 2.82 — Армирование балки перекрытия жилого здания каркасной
конструктивной схемы (см. рис
2.42)
Рисунок 2.83 — Фрагмент расположения системы балок здания каркасной
конструктивной схемы. Опалубка, армирование
Рисунок
2.84
— Армирование балки Б1
переходной части между отдельными зданиями. Разрезы 1-1, 2-2
Рисунок
2.85
— Армирование балки Б1 переходной
части между отдельными зданиями. Фрагменты 1, 2. Закладная деталь М-4
Рисунок
2.86
— Армирование балки
перекрытия гаража. Разрезы 1-1, 2-2
Рисунок 2.87 — Армирование балки пол
колонны пал проездами здания. Разрезы 1-1…3-3
Раздел
7 Лестницы, ограждения балконов
Рисунок
2.88
— Опалубка и армирование монолитной железобетонной эвакуационной
наружной лестницы
Рисунок
2.89 — Опалубка и
армирование типового лестничного узла здания
Рисунок
2.90
— Опалубка и армирование
монолитной железобетонной наружной лестницы
Рисунок 2.91 — Варианты конструкций ограждения балконов
Рисунок 2.92 — Варианты конструкций ограждения балконов
ПРИЛОЖЕНИЕ
3
ИНФОРМАЦИОННОЕ ПИСЬМО ГОССТРОЯ АП-4823/02
|
ФЕДЕРАЛЬНОЕ РУКОВОДИТЕЛЬ 119991. ГСП Москва, ул. |
Органы субъектов (по списку) |
О ПРИМЕНЕНИИ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЯХ АРМАТУРЫ КЛАССА А500СП
В порядке
информационного обеспечения участников строительства Росстрой сообщает
следующее.
Западно-Сибирский
металлургический комбинат (г. Новокузнецк) в 2006 г. приступил к выпуску
термомеханически упрочненной арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006 «Прокат арматурный класса А500СП с эффективным периодическим
профилем. Технические условия», разработанной НИИЖБ — филиалом ФГУП «НИЦ
«Строительство». Сортамент стержней от 10 до 28 мм, в дальнейшем — до 40 мм.
Механические свойства арматуры класса А500СП приведены в таблице.
|
Класс проката |
Условный предел текучести (σ0,2). |
Временное сопротивление (σв), |
Относительное удлинение (δ5), |
|
менее |
|||
|
А500СП |
500 |
600 |
14 |
Указанная
арматура для железобетонных конструкций изготавливается из стали марки Ст3 по ГОСТ 380-88 с
содержанием углерода не более 0,22 %.
Арматуру класса
А500СП следует применять в соответствии с разработанным Центром проектирования
и экспертизы НИИЖБ и выпущенным ФГУП «НИЦ «Строительство» стандартом
организации СТО
36554501-005-2006 «Применение арматуры класса А500СП в железобетонных
конструкциях», в котором предусмотрено использование ряда преимуществ нового
материала, дающих возможность снижения расхода металла в конструкциях.
Консультативную
помощь по эффективному применению арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006 можно получить в НИИЖБ — филиале ФГУП «НИЦ «Строительство»
по адресу: 2-я Институтская ул, д. 6, г. Москва, 109428.
Контактные
телефоны: 171-75-08, 174-74-75, 174-74-49, факс 174-75-09.
С.И. Круглик
10 СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННОЙ ЛИТЕРАТУРЫ
1.
Малатян С.А. Арматура железобетонных конструкций. — М.: «Воентехлит», 2000. —
С. 256.
2. Bond of reinforcement in concrete. State-of-art
report by Task group Bond models. FIB bullenin 10 (August 2000).
3.
Тихонов И.Н., Мешков В.З., Судаков Т.Н. О нормировании анкеровки стержневой
арматуры//Бетон и железобетон. — 2006. — № 3. — С. 2-7.
4.
Тихонов И.Н., Гуменюк B.C. Анализ требований СП
52-101-2003 к арматуре класса прочности 500 МПа//Бетон и железобетон. —
2006. — № 4. — С. 6-11.
5.
Бондаренко В.И., Пахомов А.В. Холоднодеформированная арматура класса
В500//Научные труды 2-й Всероссийской (Международной) конференции по бетону и
железобетону. Т.5. — М.: ООО «Информполиграф», 2005.
6.
Рекомендации
по защите монолитных жилых зданий от прогрессирующего обрушения. — М.: ГУП
НИАЦ, 2005.
7.
Расторгуев Б.С, Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных
зданий после внезапного разрушения одной колонны//Сейсмостойкое строительство.
Безопасность сооружений. 2006. — № 1. — С. 12-15.
8.
Тихонов И.Н. Расчет сечений железобетонных элементов при действии
кратковременных динамических нагрузок//Бетон и железобетон. — 1991. — № 9.
9.
Гвоздев А.А., Дмитриев С.А., Крылов С.М., Белобров И.К., Тихонов И.Н. и др.
Новое о прочности железобетона — М.: Стройиздат, 1977.-271 с.
10.
Тихонов И.Н., Козелков М.М., Демидов А.Р. К проектированию зданий из
железобетона с учетом защиты от прогрессирующего обрушения//Бетон и
железобетон. — 2006. — №6.-С. 6-10.
11.
Тихонов И.Н. Арматурный прокат для ответственных зданий и сооружений, в том
числе проектируемых с учетом аварийных нагрузок и предотвращения
прогрессирующего обрушения//Бетон и железобетон — пути развития. Материалы II
Всероссийской конференции по бетону и железобетону. Том 5. — М.: ООО
«Информполиграф», 2005.
12.
Рекомендации
по предотвращению прогрессирующих обрушений крупнопанельных зданий. — М.:
ГУП НИАЦ. 1999. — 55 с.
13.
СТО
36554501-005-2006. Применение арматуры класса А500СП в железобетонных
конструкциях.
14.
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона (без предварительного напряжения). — М.: Стройиздат, 1978. —
175 с.
15.
Пособие
по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без
предварительного напряжения арматуры (к СП
52-101-2003). — М.: ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005. — 214 с.
НОРМАТИВНЫЕ ДОКУМЕНТЫ
СНиП
2.01.07-85* Нагрузки и воздействия
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и
железобетонные конструкции (справочно)
СНиП
3.03.01-87 Несущие и ограждающие конструкции
СНиП
52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения
СП
52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного
напряжения арматуры
МДС
20-1.2006 Временные рекомендации по назначению нагрузок и воздействий,
действующих на многофункциональные высотные здания и комплексы в Москве
ГОСТ
5781-82 Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций.
Технические условия
ГОСТ
6727-80 Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования
железобетонных конструкций
ГОСТ
7566-94* Металлопродукция. Приемка, маркировка, упаковка, транспортирование
и хранение
ГОСТ
10884-94 Сталь арматурная термомеханически упрочненная для железобетонных
конструкций. Технические условия
ГОСТ
10922-90 Арматурные и закладные изделия сварные, соединения сварные
арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций. Общие технические
условия
ГОСТ 12004-81*
Сталь арматурная термомеханически упрочненная для железобетонных конструкций.
Технические условия
ГОСТ 14019-2003
Материалы металлические. Метод испытания на изгиб
ГОСТ
14098-91 Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных
конструкций. Типы, конструкции и размеры
ГОСТ
Р 52544-2006 Прокат арматурный свариваемый периодического профиля классов
А500С и В500 для армирования железобетонных конструкций. Технические условия
СТО
АСЧМ 7-93 Прокат периодического профиля из арматурной стали. Ассоциация
Черметстандарт
ТУ 14-1-5254-94
ТУ
14-1-5526-2006 Прокат арматурный класса А500СП с эффективным периодическим
профилем
Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. ПРОЕКТИРОВАНИЕ АРМИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Москва 2015
Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. Проектирование армирования железобетона Справочное пособие (данные исследований, рекомендации, примеры конструирования) Москва 2015
© Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. УДК 691.328.1 ISBN 978-5-9905600-1-7 Тихонов И.Н., Мешков В.З., Расторгуев Б.С. «Проектирование армирования железобетона» — М. 2015. — 276 с. Издание предназначено для специалистов проектных организаций, преподавателей, аспирантов и студентов строительных вузов.
АННОТАЦИЯ В книге изложены вопросы проектирования армирования железобетонных конструкций зданий. Наибольшее внимание уделено конструкциям из монолитного железобетона. Подробно ос- вещены потребительские свойства новых видов арматуры и последние достижения в исследова- нии свойств э ективных видов стержневого и бунтового арматурного проката. Особое внима- ние уделено исследованиям деформирования арматуры в запредельной стадии при растяжении и сжатии, т.е. после достижения в ней физического или условного предела текучести как при стати- ческом, так и при однократном динамическом нагружении. Подробно изложены данные исследований нового инновационного арматурного проката класса А500СП с улучшенным сцеплением с бетоном. В разделах, касающихся конструирования армирования железобетонных конструкций, от- ражены общие требования современных актуализированных нормативных документов (СНиП, СП и Еврокодов) с их сопоставлением. Значительное внимание уделено принципиальным основам расчета и конструирования ар- мирования железобетонных конструкций зданий, проектируемых с учетом защиты от прогресси- рующего обрушения. Приведены методики расчета с целью его предотвращения, учитывающие динамический характер нагружения и влияние усилий распора. В приложениях подробно изложены конструктивные требования к армированию отдель- ных частей зданий. Здесь приведены конструктивные решения, отражающие последние научно- практические достижения в отечественном и зарубежном строительстве. Отдельно освещены осо- бенности подходов к армированию железобетонных конструкций зданий, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обрушения. Даны примеры расчетов монолитных желе- зобетонных конструкций с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения, а также при- меры эффективного использования новых видов арматуры. Особую ценность для проектировщиков представляют рабочие чертежи армирования ос- новных частей уже построенных жилых зданий, а также многоуровневого гаража и многофункци- онального торгово-развлекательного центра, построенного в сейсмоопасном районе. Издание предназначено для специалистов проектных организаций, преподавателей, аспи- рантов и студентов строительных вузов. Оно может быть использовано в реальном и учебном кур- совом и дипломном проектировании железобетонных конструкций, а также при выполнении тех- нического надзора за строительством и экспертизе проектных решений. 3
СОДЕРЖАНИЕ Стр. Введение Часть I Арматура для железобетонных конструкций без предварительного напряжения...........................................................................9 1.1 Основные виды арматуры для монолитных железобетонных конструкций зданий. Классификация и сортамент....................................................9 1.2 Свойства арматуры, влияющие на потребительские характеристики железобетонных конструкций........................................................ 1.2.1 Прочность и пластичность при статических и кратковременных динамических нагрузках................................................. 1.2.2 Сцепление арматуры с бетоном......................................... 1.2.3 Нормативные и расчетные характеристики арматуры............................. 1.2.4 Механические свойства при растяжении и сжатии горячекатаной, термомеханически упрочненной и холоднодеформированной арматуры классов А400, А500, А600, А1000 и В500, предварительно подвергнутой упруго пластической деформации растяжения 1.2.5 Свариваемость............................................................ 1.2.6 Хладостойкость........................................................... 13 13 13 20 21 23 24 1.2.7 Коррозионная стойкость................................................24 1.2.8 Выносливость при многократно повторяющихся нагрузках..................25 1.3 Условия поставки арматуры и ее переработка у потребителя...................26 1.4 Эффективность и взаимозаменяемость применяемых видов арматуры 1.5 Винтовой арматурный прокат..............................................31 Часть II Конструирование армирования............................................35 2.1 Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций......................................................35 2.2 Расположение арматуры в элементах железобетонных конструкций................42 2.3 Анкеровка арматуры.......................................................... 2.3.1 Виды анкеровки арматурных стержней......................................44 2.3.2 Факторы, влияющие на длину анкеровки....................................45 2.3.3 Анкеровка стержней, работающих на сжатие................................46 2.3.4 Приспособления для анкеровки стержневой арматуры........................47 2.3.5.Анкеровка сварных сеток.................................................47 2.3.6 Расчет длины анкеровки стержней.........................................47 2.3.7 Длины анкеровки сварных сеток...........................................49 2.4 Соединения арматуры..........................................................49 2.4.1 Стыкование арматуры внахлестку без сварки...............................50 2.4.2 Стыки внахлестку сварных сеток..........................................53 2.4.3 Длина нахлестки сварных сеток...........................................54 2.4.4 Стыки внахлестку стержней большого диаметра (>25мм).....................54 2.4.5 Сварные соединения арматуры.............................................54 2.4.6 Сварные соединения термомеханически упроченной арматуры класса. А500 (А500С и А500СП).............................................55 2.4.7 Технологические требования к производству сварочных операций для наиболее часто применяемых типов сварных соединений.......................55 2.4.8 Механические стыковые соединения........................................58 2.5 Приемка, входной контроль качества арматуры у потребителя, маркировка, упаковка.............................................................59 4
Часть III Основы проектирования железобетонных конструкций с учетом защиты зданий от прогрессирующего обрушения...........................................61 3.1 Концепции проектирования....................................................61 3.2 Принципы расчета монолитных железобетонных конструкций с учетом свойств арматуры и динамики нагружения..................................................64 3.2.1 Основные положения.....................................................64 3.2.2 Предельные состояния...................................................66 3.2.3 Учет влияния распора...................................................71 3.3 Методика расчета прочности изгибаемых железобетонных элементов конструкций монолитных каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения.......................................................................72 3.4 Методика комплексного нелинейного расчета железобетонных конструкций безбалочных перекрытий каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения......................................................73 Приложение 1 Конструктивные требования к армированию основных элементов конструкций зданий из монолитного железобетона..................... Раздел 1 Фундаменты......................................................... 1.1 Отдельные фундаменты 1.2 Ленточные (балочные) фундаменты.................................. 1.3 Сплошные плитные фундаменты...................................... 1.4 Ребристые плитные фундаменты...................................... 1.5 Полые коробчатые фундаменты....................................... 1.6 Свайные фундаменты................................................ Раздел 2 Стойки....................................................................... 2.1 Общие требования к армированию.................................. 2.2 Армирование колонн высотных зданий.................................... 2.3 Капители (оголовки) колонн............................................ 2.4 Армирование колонн с включением стальных профилей 78 78 78 80 82 85 85 86 90 90 95 97 98 Раздел 3 Стены................................................................99 3.1 Общие требования к армированию монолитных железобетонных стен.....99 3.2 Армировав несущих стен...........................................100 3.3 Армирование балок — стенок.......................................101 Раздел 4 Перекрытия..........................................................107 4.1 Общие требования к армированию перекрытий........................107 4.2 Армирование железобетонных балок.................................107 4.3 Армирование монолитных железобетонных плит........................119 4.4 Дополнительные указания по армированию плит......................127 4.5 Армирование плит опертых на отдельные опоры......................128 4.5.1 Плиты с капителями.............................................128 4.5.2 Плиты без капителей............................................130 Раздел 5 Особенности конструирования и армирования железобетонных конструкций при проектировании зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения.132 5.1 Колонны..........................................................132 5.2 Стены............................................................133 5.3 Перекрытия.......................................................135 5.4 Конструирование армирования узлов сопряжения плит, балок и колонн (пилонов)...................................................138 Приложение 2 Примеры армирования конструкций жилых зданий повышенной этажности....................................................140 Раздел 1 Фундаменты.....................................................140 5
Раздел 2 Вертикальные конструкции цокольного этажа..............................168 Раздел 3 Перекрытия цокольного этажа............................................176 Раздел 4 Вертикальные конструкции типового этажа................................191 Раздел 5 Перекрытия типового этажа..............................................204 Раздел 6 Балки..................................................................225 Раздел 7 Лестницы, ограждения балконов..........................................231 Приложение 3 Примеры армирования конструкций общественных зданий................236 А — многоуровневая автостоянка......................................236 Б — многофункциональный торгово-развлекательный центр в сейсмоопасном районе строительства.............................243 Приложение 4 Примеры расчетов монолитных железобетонных конструкций с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения Приложение 5 Примеры использования эффективных видов арматуры...................253 Список использованной литературы................................................273 6
ВВЕДЕНИЕ В период до 1990 г. в России и других рес- публиках СССР в строительстве зданий доми- нировало массовое применение сборного же- лезобетона. Широко развитая до этого време- ни индустриальная база производства железо- бетонных конструкций с использованием раз- работанных ведущими проектными и научно- исследовательскими институтами типовых проектов позволила достичь высоких темпов строительства и существенным образом сни- зить потребность в жилье. Несмотря на высокие технико-экономи- ческие показатели индустриальное строитель- ство того времени не отличалось разнообрази- ем архитектурно-планировочных решений и постепенно стало отставать от возрастающих социальных потребностей населения страны. Во многом из-за этого с начала перестрой- ки, когда значительно снизилась регулирую- щая роль государства, а также появились но- вые рыночные стимулы и потребительские стандарты, в домостроении стал активно и в возрастающих масштабах внедряться моно- литный железобетон [ 1 ]. К сожалению используемая и по сей день в России при проектировании ЖБК норматив- ная база, относящаяся к конструированию, включая армирование, создавалась в период интенсивного развития сборного строитель- ства и была ориентирована, в основном, на обеспечение проектирования индустриально производимых изделий и компонентов сбор- ных конструкций и на широко применяемые в то время виды арматуры. За последние десятилетия производство стальной арматуры претерпело большие изме- нения, связанные как с ростом производитель- ности сталепрокатного производства, так и с усовершенствованием качественных показате- лей арматурной продукции. Наметилось ши- рокомасштабное применение в строительстве арматуры повышенной прочности, пластич- ности и долговечности, с улучшенными пока- зателями по морозостойкости, огнестойкости и сопротивлению коррозионному воздей- ствию окружающей среды. Стремление к улучшению эксплуатацион- ных характеристик железобетонных конст- рукций (трещиностойкости, деформативнос- ти элементов, а также обеспечения высоких показателей сопротивления конструкций в запредельной стадии при аварийных воздей- ствиях) вызвало повышенный интерес к раз- работке арматуры с профилями, обеспечива- ющими надежное сцепление с бетоном. Из-за отсутствия отечественного опыта проектирования монолитных зданий, недо- статка специальной справочной научно-тех- нической литературы строительные объекты того времени часто возводились со значитель- ным перерасходом материалов, в первую оче- редь, арматуры, а подчас и с неоправданно рискованными конструктивными решениями, приводящими в ряде случаев к катастрофичес- ким последствиям [2]. В последнее время участились проявления природных и так называемых техногенных чрезвычайных ситуаций (ЧС). К ним можно отнести взрывы, удары от падения грузов, ав- томобильные и авиационные катастрофы, сей- смические воздействия, просадки грунта осно- ваний, последствия необдуманных реконст- рукций и перепланировок помещений, ряд иных действий, приводящих к перегрузкам конструкций. В ряде чрезвычайных ситуаций возникают особые динамические нагрузки, для которых характерна малая продолжительность действия, но их интенсивность может существенно пре- вышать несущую способность отдельных час- тей конструкций, приводя их к разрушению. Для характеристики здания в целом при ЧС используют термин «живучесть», который обо- значает способность здания или его части со- хранять несущую способность при локальных разрушениях отдельных несущих элементов вследствие перечисленных воздействий. В ре- зультате разрушения отдельных элементов про- исходит перераспределение статических нагру- зок на сохранившиеся части конструкции и оказывается возможным их последовательное (лавинообразное) разрушение, определяемое обычно как «прогрессирующее обрушение». Здания и сооружения должны противосто- ять всем видам учитываемых силовых воздей- ствий, включая особые нагрузки и нагрузки, ха- рактерные для аварийных ситуаций. При про- ектировании степень защиты от разрушения не- сущих конструктивных элементов зданий опре- деляется установленным проектным заданием уровнем ответственности возводимого объекта. В любом случае в проекте должна быть пре- дусмотрена защита от прогрессирующего об- рушения конструкций как расчетом, так и эф- фективными конструктивными техническими решениями. Это требование означает, что при любом силовом воздействии, в том числе не предус- мотренном проектом (аварийном), конструк- тивная система здания или сооружения в слу- чае локального разрушения несущих конст- 7
рукций должна обеспечивать его целостность и устойчивость, как минимум, на время, необхо- димое для эвакуации людей. При этом в рассмат- риваемой чрезвычайной ситуации перемещения и деформации элементов конструкции, а также раскрытие в них трещин не ограничиваются. Прогрессирующее обрушение конструкции здания или сооружения в большинстве случаев происходит в результате внезапного изменения принятой конструктивной схемы, из-за разруше- ния отдельных частей или несущих элементов от того или иного аварийного воздействия [3]. Однако причиной прогрессирующего обру- шения могут быть также недочеты проектиро- вания, обусловленные несовершенством рас- четных и конструктивных предпосылок норма- тивной базы, которые оказываются недостаточ- ными для предотвращения или снижения ка- тастрофичности последствий этого явления. Абсолютное исключение вероятности про- грессирующего обрушения для сложного стро- ительного сооружения может существенно увеличить его себестоимость, поэтому такой подход оправдан лишь эксклюзивно для наи- более ответственных объектов строительства, внезапное разрушение которых может быть причиной гибели значительного количества людей или необратимых техногенных и при- родных катастрофических последствий. В остальных случаях необходимо при про- ектировании использовать расчетные методи- ки и подходы к конструированию, значитель- но снижающие риск прогрессирующего обру- шения конструкций в стадиях возведения и эк- сплуатации. За последние десятилетия обострилась про- блема безопасности зданий и сооружений из железобетона. Тревожная повторяемость и ана- лиз причин катастрофических прогрессирую- щих разрушений несущих частей таких зданий как в ходе строительства, так и после его завер- шения показывает, что принятые на основе со- временных нормативных требований конст- руктивные решения не достаточно надежны и требуют определенной корректировки. Наиболее актуальной проблема безопаснос- ти зданий и сооружений из железобетона стано- вится в случае воздействия особых нагрузок ди- намического характера, при которых в конструк- тивных элементах могут развиваться усилия, су- щественно превышающие предусмотренные статическим расчетом значения. При этом опас- ность инициирования прогрессирующего обру- шения увеличивается многократно [4]. В данном издании рассматриваются воп- росы совершенствования конструирования армирования железобетонных частей зданий, направленные, в первую очередь, на предотв- ращение условий для развития неконтролиру- емого процесса катастрофического разруше- ния проектируемых объектов. Особое внимание уделено оценке традици- онных и новых видов арматуры и предложе- ниям по их рациональному применению в све- те положений актуализированных норматив- ных документов, а также на основе данных те- оретических и экспериментальных исследова- ний последних лет. Приведены примеры конструирования ар- мирования и методические рекомендации, ка- сающиеся расчета железобетонных конструк- ций с целью предотвращения прогрессирую- щего обрушения зданий. Учитывая большой зарубежный опыт мо- нолитного домостроения, в пособии были ис- пользованы материалы Европейского комите- та по бетону [5] и положения современных ев- ропейских нормативов (Еврокод 2 EN 1992-1- 1:2004) [6]. Авторы надеются, что данное издание в значительной степени расширит кругозор проектировщиков в области железобетонных конструкций зданий. Его использование при проектировании поможет избежать катастро- фических последствий при различных ава- рийных ситуациях и будет способствовать снижению металлоемкости строительства и его себестоимости. Использование материа- лов издания в учебном процессе специализи- рованных строительных ВУЗов будет способ- ствовать повышению качественных показате- лей обучения будущих инженеров-строите- лей. В издании показан пример успешного опыта инновационной разработки эффектив- ного арматурного проката класса А500СП, осуществленной и внедренной совместно с флагманом отечественной металлургии За- падно-Сибирским металлургическим комби- натом, что является показательным примером плодотворного сотрудничества науки и про- мышленности. Авторы выражают глубокую благодарность сотрудникам Центра проектирования и экспер- тизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева, активно уча- ствовавшим в оформлении текстовой и графи- ческой части издания В.Я. Никитиной, Т.Н. Ни- колаевой, Л.А. Гладышевой, а также специалис- там, принимавшим участие в составлении не- которых его разделов: В.С. Гуменюку, М.И. Ко- зелкову, И.П. Саврасову, О.О. Цыбе, А.А. Квасни- кову, А.Ю. Норматовой, В.А. Казаряну, И.Н. Су- рикову, Юрьеву А. Б., Чинокалову В.Я. 8
ЧАСТЬ I АРМАТУРА ДЛЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ 1.1 Основные виды арматуры для монолитных железобетонных конструкций зданий. Классификация и сортамент Монолитные железобетонные конструк- ции зданий, в большинстве своем, являются конструкциями без предварительного напря- жения. В качестве устанавливаемой по расче- ту арматуры таких конструкций обычно при- меняют стержневую арматуру периодическо- го профиля классов А400, А500 в виде отдель- ных стержней и в составе сварных и вязаных каркасов, а также холоднодеформированную арматуру класса В500 и арматурную проволо- ку класса Вр500(Вр-1) преимущественно в сварных сетках и каркасах. При соответствующем обосновании в мо- нолитном строительстве может быть исполь- зован винтовой арматурный прокат, произво- димый отечественной металлургической про- мышленностью по спецзаказам в ограничен- ных объемах. Использование арматуры классов А600 и выше в монолитных конструкциях допустимо при надлежащем обосновании, однако её при- менение нельзя считать массовым. В настоя- щем издании оно рассматривается лишь при- менительно к объектам, проектируемым на восприятие особых нагрузок. Для поперечного и косвенного армирова- ния обычно применяют гладкую арматуру класса А240 из стали марок СтЗсп и СтЗпс (с категориями нормируемых показателей не ниже 2 по ГОСТ 535), но также и арматуру пе- риодического профиля классов А400, А500, В500 и Вр500. В строительной практике экономически развитых стран в последние 20 лет приме- нение в монолитных конструкциях зданий свариваемой арматуры класса прочности 500 носит доминирующий характер, суще- ственно потеснив долю класса 400. (Табли- ца 1.1) [7]. Для конструкций без предварительного напряжения арматура с гарантируемым преде- лом текучести (физическим или условным) 500 МПа обладает комплексом характеристик, наиболее органично вписывающихся в работу структурного композита, которым является железобетон (Таблица 1.2). Применение такой арматуры оптимально обеспечивает прочность, трещиностойкость и де- формативность элементов железобетонных кон- струкций, причем расход стали по сравнению с классом 400 может быть уменьшен до 20 %. Т абл ица 1.1 Арматурный прокат разных стран для применения в железобетонных конструкциях без предварительного напряжения Механические свойства Страна и стандарт Класс арматуры ^т(физ.или усл.) 8 Л, gt и диаметр, мм Н/мм2 % Не менее США ASTM А615/А615М-06 А706/А706М-06а Gr.40(300) 010-19 мм Gr.60(420) 010-57 мм Gr.75(520) 019-57 мм 300 420 520 420 620 690 52оо12 7-9 6-7 »'» '• Великобритания BS 4449:2005 BS EN 10080:2005 В500А В500В В500С 06-5Омм 500 500 500 1,05от 1,08ат 1,15— 1,35ат 2,5 5,0 7,5 Германия DIN 488 Bst 420, 06-40 Bst 500, 06-28 420 500 500 550 510Ю 10 1 Канада CAN/CSA-G30.18-M92 300R 400R 500R 01О-55мм 300 400 500 1,15ат 1,15ат 1,15ат 6™11—12 7-10 6-9 9
Окончание таблицы 1.1 Страна и стандарт Класс арматуры и диаметр, мм Механические свойства ^т(физ.или усл.) ав 5 Н/мм2 % Не менее Япония JISG3112 SD40 SD 50 06-51мм 400 500 570 525 8Л6 12 —— Франция NFA35-016 Fe Е500-2 Fe Т500-3 05-40мм 500 500 1,03от 1,05от -I- 2,5 5,0 EN 10080:1999 и 2005 В500С, 6-40 В500В,6-40 В500А6-16 500 500 500 1,08— 1,35от 1 7,5 5,0 2,5 ISO 6935-2 Rb 400W, 6-40 Rd 500W, 6-40 400 500 1,02— 1,25от 8,14 14 2-7 ДСТУ 3760-98 А400С, 6-40 А500С, 6-40 400 500 500 600 8,16 14 2,5 2,5 Россия ГОСТ Р52544—2006 А500С, 6-40 В500С, 4-12 500 500 600 550 8,14 2,5(2) ГОСТ 5781-82 А400 (А-Ш) 25Г2С, 6-40 35ГС, 6-40 390 390 560 590 14 14 ——— ГОСТ 10884-94 Ат400С, 6-40 Ат500С, 6-40 440 500 550 600 8,16 14 СТО АСЧМ 7-93 А400С, 6-40 А500С, 6-40 400 500 500 600 8,16 14 ТУ 14-1-5254-2006 А400С, 6-60 А500С, 6-60 400 500 500 600 8,16 14 1 " ТУ 14-1-5526-2006 А500СП, 10-40 500 600 8,16 j Табл ица 1.2 Эффективность применения арматуры класса прочности 500МПа Нормативные документы, механические свойства, области применения, эффективность, потребительские и технические характеристики Класс арматуры А400 (А-Ш) А500 В500 Вр500 А500С А500СП Марка стали 35ГС 25Г2С СтЗСП, СтЗПС, СтЗГПС, 18ГС, 20ГСФ Документы для поставки ГОСТ 5781-82 ГОСТ Р 52544-2006, ТУ 14-1-5526-2006 ТУ ГОСТ 6727-80 Документы для расчета, про- ектирования и применения в и ж/б конструкциях СП 631330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-03) СП 631330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-03); ТСН 102-00; СТО 36554501-005-2006” СТО 36554501-016-2009 Временное сопротивление разрыву ав, Н/мм2 560; 590 600 540 Не норми- руется Предел текучести °/G0,2)’ Н/мм2 390 500 500 » 10
Продолжение таблицы 1.2 Нормативные документы, механические свойства, области применения, эффективность, Класс арматуры А400 (А-Ш) А500 В500 Вр500 А500С А500СП потребительские и технические характеристики Марка стали 35ГС 25Г2С СтЗСП, СтЗПС, СтЗГПС, 18ГС, 20ГСФ Относительное удлинение б5- 8макс> И™ 8100- % (8,)14 (35)14 (5 ) 2,5 чмакс7 ’ (5100) 2,5-3 Угол изгиба при диаметре оправки C=3d 90° 160°-180° 180° Расчетное сопротивление рас- тяжению Rs, МПа 350 435 450 435 415 Расчетное сопротивление сжатию R^. МПа 350 435(400) 450(400) 415(380) 390 (360) Нормативное сопротивление, R.nt МПа 400 500 500 Применение при отрицатель- ных температурах до -40 °C (35ГС) до -55 °C (25Г2С) до -70 °C До -55 °C До -40 °C Применение дуговой сварки прихватками крестообразных соединений Запрещено (35ГС) Допускается (25Г2С) Допускается Допуска- ется дня нерабочих стержней Запре- щено Вид профиля арматуры, минимальное значение крите- рия Рема, fR Кольцевой fR — не нормируется Серповид- ный 2-сторон- ний Д>0,05б; кольцевой Серповид- ный 4-сторон- ний Д>0,07б Серповидный Д >0,036-0,056 •'А 7 7 Эффективность сцепления с бетоном Высокая при эксплуа- тационных нагрузках, средняя при крити- ческих (аварийных) Средняя Высокая Средняя Эффективность сопротивле- ния динамическим нагрузкам Средняя Высокая Высокая Средняя Применение в качестве анке- ров закладных деталей Допускается Допуска- ется Рекомен- дуется дня повыше- ния надеж- ности Запрещено Возможныйй экономический эффект относительно армату- ры класса А400 (А-Ш) 10+20 % 15-5-25 % 5+15 % 1 1 Применение в ответственных сооружениях, проектируемых с учетом сейсмических и аварийных нагрузок Допускается Допуска- ется Рекоменду- ется как предпочти- тельное Допуска- ется с ограниче- ниями Нед опус- кается Способ производства проката Горячекатаный упрочненный Термомеханически упрочненный Холоднодеформиро- ванный Маркировка класса арматуры Прокатная на поверхности, не реже чем через 1,5 м Видом профиля Видом профиля
Дополнительные возможности повыше- ния экономичности армирования открыва- ются при использовании холоднодеформиро- ванной арматуры класса В500, технология производства которой позволяет обеспечи- вать расширенный сортаментный ряд с вклю- К классу В500 относится арматура, про- изводимая в сортаменте от 4 до 12 — 14 мм с шагом размеров 0,5 мм по современным усо- вершенствованным технологиям холодного деформирования, с регламентированным химическим составом стали, tin» ективным чением промежуточных размеров стержней и периодическим профилем и гарантирован- эффективную конфигурацию периодическо- го профиля. Применение арматуры высоких классов (А600 и выше) без предварительного напряже- ния в изгибаемых элементах сталкивается с проблемами соблюдения требований по допу- стимым прогибам и раскрытию трещин. Име- ется положительный опыт применения такой арматуры в сжатых элементах, например в про- ектируемых под большие нагрузки колоннах, габариты сечений которых по тем или иным причинам ограничены. Классы прочности арматуры представляют собой округленные гарантируемые с вероятно- стью не ниже 0,95 значения физического (от) или условного (о0 2) предела текучести стали согласно стандартам или ТУ, утвержденным в установленном порядке. Начальные буквенные символы в классах арматуры отражают способ её производства. Буквой А обозначают арматуру, прокатка и формирование профиля поверхности которой производится в горячем состоянии либо без упрочняющей термической обработки (горя- чекатаная), либо с термической обработкой в потоке прокатки (термомеханически упроч- ненная). Производимая в России арматура классов А240 и А400, как правило, горячека- таная, а классов А500, А600 — термомехани- чески упрочненная. В малозначительных объемах пока продолжает выпускаться термо- механически упрочненная арматура класса А400 и горячекатаная класса А600. Начальной буквой В обозначают арматуру, формирование профиля и деформационное упрочнение которой происходит в холодном состоянии посредством волочения через мо- нолитные волоки или прокатки в роликовых волоках (шайбах) с одновременным нанесени- ем профиля. В новом Своде правил СП63.13330.2012 холоднодеформированная арматура класса прочности 500 подразделена на две группы В500 и Вр500, существенно отличающиеся и по технологии производства, и по качествен- ным показателям, и соответственно по значе- ниям расчетного сопротивления. ным с обеспеченностью не ниже 0,9 полным удлинением 6max (A t) > 2,5 %, что соответ- ствует международным стандартам и поло- жениям Европейских норм проектирования Eurocode 2. Арматура классов Вр500 (арматурная прово- лока Вр-1) изготовляется из стали с практичес- ки нерегламентированным химсоставом в сор- таменте 3,0; 4,0; и 5,0 мм, причем многие произ- водители выпускают её с минусовыми допуска- ми на диаметр, существенно увеличенными от- носительно требований ГОСТ 6727—80. Её ха- рактеристики прочности и пластичности не отвечают требованиям международных стан- дартов. В качестве устанавливаемой по расче- ту арматуру класса Вр500 целесообразно при- менять только в малоответственных элементах конструкций. В технической документации на армату- ру (ГОСТ, ТУ) концевые и промежуточные буквенные символы в обозначениях классов отражают особенности эксплуатационных свойств арматуры (например, С — сварива- емость, П — профиль, улучшающий сцеп- ление, с — для северного исполнения, К — устойчивость к коррозии под напряжени- ем). Горячекатаная арматура класса А400 в мас- совом объеме выпускается в сортаменте от 6 до 40 мм, а термомеханически упрочненная класса А500 — в сортаменте от 10 до 40 мм с шагом размеров от 2 до 4 мм. По специальным заказам возможна поставка арматуры А400 и А500 больших размеров (50 мм) и меньших — (5,5 — 8 мм), но из-за сложностей металлур- гического прокатного производства в практи- ке проектирования железобетонных конструк- ций применение этих групп сортамента огра- ниченно. Применение холоднодеформированной арматуры в сортаменте от 4 до 14 мм, с ша- гом типоразмеров 0,5 мм дает возможность более рационального расхода металла в кон- струкциях. Данные по сортаменту потребляемой в строительстве РФ ненапрягаемой арматуры приведены в таблице 1.3. 12
Таблица!.3 Доля потребляемой в строительстве РФ ненапрягаемой арматуры в зависимости от диаметра Диаметр арматуры 4-5 6-8 10-12 14-20 23-28 32-40 Объем, % 13-14 16-18 26-28 13-15 18-20 7-8 Способ поставки В мотках В мотках, в стержнях В стержнях 1.2 Свойства арматуры, влияющие на потребительские характеристики железобетонных конструкций 1.2.1 Прочность и пластичность при стати- ческих и кратковременных динамических нагрузках С позиции обеспечения надежности против прогрессирующего обрушения конструкции важным показателем является не только гаран- тируемый уровень предела текучести арматуры, соответствующий её классу, но и отношение нор- мируемых значений временного сопротивления к пределу текучести (а0 2), которое не дол- жно быть менее 1,05, а для конструкций зданий повышенной ответственности не менее 1,08. При увеличении скорости приложения на- грузки предел текучести изический или ус- ловный) арматуры возрастают, причем степень динамического упрочнения увеличивается с повышением скорости нагружения и умень- шается с повышением класса прочности арма- туры. С целью экономии расхода металла это явление может быть учтено введением коэф- фициентов динамического упрочнения. Реко- мендуемые значения коэффициентов динами- ческого упрочнения арматуры и бетона при- ведены в части III. Способность арматуры к пластическому деформированию необходима, с одной сторо- ны, для выполнения разного рода гибочных операций при арматурных работах, а с другой, и наиболее важной, для обеспечения безопас- ности работы конструкций при перераспреде- лении усилий в статически неопределимых конструктивных системах, к которым относят- ся практически все монолитные здания. Осо- бенную важность приобретает пластичность арматуры при экстремальных силовых воздей- ствиях на конструкцию, в том числе кратков- ременных динамических и сейсмических, мо- гущих привести к катастрофическим формам обрушения сооружения. [9]. Отавным показателем пластичности арма- туры как составной части железобетонной конструкции является характеристика 8тах (А ), которая отражает максимум удлинения арматурного стержня в области равномерных деформаций растяжения, предшествующих началу снижения несущей способности этого стержня. На диаграмме о—е при испытании стержня на растяжение — это участок от нуле- вой точки до начала нисходящей ветви, сви- детельствующей об образовании локального сужения (шейки) на образце. Протяженность именно области равномерных удлинений ди- аграммы деформирования арматурного стер- жня определяет эффективную энергоёмкость разрушения не только арматуры, но и железо- бетонной конструкции в целом. Поэтому в международных нормах проек- тирования сейсмостойких конструкций глав- ным критерием применимости того или ино- го вида арматуры (как характеристика пре- дельной пластичности стали) служит именно значение полных равномерных удлинений ар- матурных сталей 8тах (А). В отечественных нормах проектирования сейсмостойких конструкций СП 14.13330-2011 вообще не допускается применение рабочей арматуры с 8max (A t) менее 2,5 %, в частности, арматурной проволоки класса Вр-1 (Вр500), а при сейсмичности площадки строительства 8—9 баллов арматура должна иметь 8^ (А У>5 % и отношение (а0 2)>1,08. Нормативы со- ответствующего Еврокода 8 в этом отношении еще более категоричны. При проектировании несущих конструк- ций зданий высокой степени ответственно- сти для исключения вероятности прогресси- рующего обрушения целесообразно соблю- дение аналогичных требований даже при от- сутствии сейсмической опасности в зоне строительства. 1.2.2 Сцепление арматуры с бетоном Совместная работа арматуры с бетоном обеспечивается сцеплением, т.е. непрерывной связью по всей поверхности контакта между ними. Сцепление должно обеспечивать пере- 13
дачу усилий от арматуры на бетон или от бето- на на арматуру вплоть до разрушения конст- рукции, предопределяя работу железобетона как композитного материала. Для некоторых видов изгибаемых и внецен- тренно сжатых элементов сцепление играет су- щественную роль в обеспечении прочности се- чений, предотвращая чрезмерное раскрытие трещин, ведущее к сокращению высоты сжатой зоны и, как правило, к преждевременному раз- рушению конструкции. Кроме того, надеж- ность конструкции, зависит от анкеровки кон- цов арматуры в опорных узлах, стыках, местах обрыва стержней. Сцепление является важным фактором контроля прогибов изгибаемых и внецентренно сжатых с большим эксцентриси- тетом железобетонных элементов. Требуемое сцепление арматурного стерж- ня с бетоном достигается благодаря периоди- ческому профилю, главной оценочной харак- теристикой геометрии которого (по сцепле- нию) в нормативной документации является относительная площадь смятия поперечных ребер fR (критерий Рэма), оптимальная область значений которой лежит в пределах от 0,07 — 0,09. Дальнейшее увеличение fR практически не улучшает сцепления с бетоном[ 10 ]. До 90-х годов прошлого столетия в СССР практически единственным типом периоди- ческого профиля стрежневой арматуры был так называемой кольцевой по ГОСТ 5781-82 (рис. 1.1 а). Сейчас в РФ стержневой арматур- ный прокат наиболее распространенных клас- сов А400 и А500 выпускается как с кольцевым (по ГОСТ 5781), так и с так называемым «ев- ропрофилем» (рис 1.16), имеющим двусторон- нее (двухрядное) расположение серповидных поперечных ребер, форма и шаг которых рег- ламентируется ГОСТ Р 52544, СТО АСЧМ 7-93 и большой группой ТУ. В западноевропейских странах этот про- филь начал применяться для стержневой арма- туры с начала 70-х годов, и к 2003 году почти полностью вытеснил профили других типов, так как его геометрия имеет ряд преимуществ по сравнению с «кольцевым», главным обра- зом, относящихся к технологичности в прокат- ном производстве. Вместе с тем, кольцевой про- филь продолжает присутствовать в междуна- родном стандарте ISO 6935-2.2007, в нацио- нальных стандартах Австрии, США и ряда тех- нически развитых стран Азии, где арматура с кольцевым профилем применяется в значи- тельных объемах. б в Рисунок 1.1 — Основные типы периодического профиля: а — кольцевой (ГОСТ 5781)/.>0,10 (не нормируется); б— серповидный двусторонний (СТО АСЧМ 7-93)/г > 0,056; в — серповидный четырехсторонний (ТУ 14- 1-5526-2006)/г >0,075 Недостатком серповидного профиля, под- твержденным экспериментально, является сниженная по сравнению с кольцевым профи- лем прочность и жесткость сцепления арма- турных стержней с бетоном вследствие мень- шей площади смятия поперечных ребер при их увеличенном шаге. В международных реко- мендациях ЕКБ-ФИП 1970 г. и ряде последую- щих редакций проекта Еврокода 2, нормах США расчетные базовые длины анкеровки арматуры значительно выше, чем требуемые по действо- вавшим до 2003 г. строительным нормам РФ. Это видно из диаграммы на рис. 1.2, где в ретроспективе приведены значения базовых длин анкеровки на примере арматуры перио- дического профиля класса А400 (420) диамет- ром до 20 мм в бетоне класса В25 (М350), со- ответствующие требованиям норм проектиро- вания разных стран. Особенно наглядны дан- ные по положению на 1984 г., когда в СССР и США применяли преимущественно кольце- вой профиль, а в Западной Европе — серпо- видный. Впоследствии, в связи с распростра- нением на международном рынке арматуры серповидного профиля требования к длинам анкеровки повысились и в США. В отличие от европейских стран, в которых серповидный профиль занял монопольное положение на рынке арматуры, в России, где число производящих арматуру металлургичес- 14
™ СССР РФ “ CEN/FIB 1=1 ACI318 Рисунок 1.2 — Базовые значения длины анкеровки стержневой арматуры по нормам проектирования СССР (РФ), CEN(FIB) США(АС1-318), (бетон В25 (М350), арматура А400 (А-Ш) диаметром 18 мм) ких предприятии велико, продолжают сосуще- ствовать как серповидный профиль, так и тра- диционный кольцевой профиль по ГОСТ 5781-82. Это положение допускается действу- ющими стандартами и ТУ на арматурный про- кат. При этом, к сожалению, конфигурация профиля перестала служить визуальным иден- тификационным признаком класса прочнос- ти арматуры. Стержневая арматура любого класса мо- жет иметь и тот, и другой из названных про- филей, а следовательно, проектировщик не имеет гарантий, что на объект в весь период его строительства будет поставляться армату- ра только одного требуемого класса. Поэто- му в СП 52-101-2003 было сочтено целесооб- разным принять некое компромиссное значе- ние базовой длины анкеровки /0 (меньшее, чем в Еврокоде 2, но большее, чем в СНиП 2.03.01). Очевидно, что при этом оказалась необос- нованно сниженной степень надежности кон- струкций, армированных стержнями с серпо- видным профилем. В 2003 - 2004 гг. в НИИЖБ им. А.А Гвоздева был разработан для арматуры класса А500 про- филь с условным названием «серповидный четы- рехсторонний» (рис Л в), который объединяет в себе положительные особенности как кольцево- го, так и двухстороннего серповидного профилей, • ЭЛЕ а также имеет отдельные оценочные показатели эффективности сцепления с бетоном даже более высокие, чем у профиля по ГОСТ 5781—82 [10]. По сравнению с двусторонним (двухряд- ным) серповидным новый профиль позволя- ет при одинаковой высоте поперечных ребер поднять на 30 — 40 % относительную площадь смятия /R, при том, что шаг ребер в каждом ряду увеличивается на 10 — 15 %. Увеличен- ный шаг расположенных в разбежку попереч- ных ребер облегчает внедрение между ними зерен крупного заполнителя, что повышает прочность сцепления. Четырехрядная компо- новка ребер делает более равномерным по кон- туру сечения стержня распределение раскли- нивающих бетон усилий распора, возникаю- щих в зонах анкеровки или нахлестки армату- ры (рис. 1.3). Отчетливое визуальное отличие конфи- гурации нового профиля практически ис- ключает возможность случайного попадания в конструкции арматуры низшего относи- тельно проектного класса прочности (400 вместо 500). Это позволяет безошибочно идентифицировать класс прочности посту- пающей на стройку арматуры без необходи- мости расшифровки прокатной маркировки на поверхности стержней, в виде трудно чи- таемых комбинаций буквенных символов, 15
к Рисунок 1.3 — Конструкция четырехстороннего серповидного профиля и схема взаимодействия растяну- того арматурного стержня с окружающим бетоном: 1 — нормируемые габаритные размеры четырехстороннего арматурного профиля; 2 — усилия распора в зоне передачи напряжений с арматуры на бетон и характер трещинообразования в бетоне; а — двухсторонний серповидный (европейский) пр .си филь; б — четырехсторонний серповидный профиль нового типа утолщенных и пропущенных ребер, индивиду- альных у каждого предприятия-производителя. Арматура класса А500СП с серповидным четырехсторонним профилем массово выпус- кается крупнейшим металлургическим пред- приятием «Евраз-объединенный ЗСМК» в те- чение ряда лет по ТУ 14-1-5526-2006 в объеме около 400 тыс. т в год и применяется в строи- тельстве по СТО 36554501-005-2004 **[11,12]. Выполненные исследования выявили спо- собность при вытягивании из бетона стержней класса А500 с четырехсторонним серповидным профилем (при длине заделки всего 8 диамет- ров) сохранять достаточную прочность сцеп- ления даже при значительных пластических деформациях стержней при растягивающих напряжениях на уровне предела текучести. Сравнительные графики распределения по длине средних значений остаточных деформа- ций удлинения стержней (5) в пределах зоны изначального контакта с бетоном приведены на рис. 1.4. В аналогичных условиях стержни серповидного двухстороннего профиля с 016 мм Рисунок 1.4— Распределение пластических удли- нений арматурных стержней класса прочности 500 МПа 016 мм в пределах длины зоны заделки, £аи »I = 94у при исчерпании прочности сцепления с бетоном (слева для серповидного четырехсторонне- го профиля, справа — для стандартного двухсторон- него серповидного профиля) 16
6s/(5t Втягивание в бетон свободного конца арматурного стержня Кв-35.7 Н/мм2 016, Lan=9d (145мм) fR=0.077 Кв=40.0 Н/мм2 016, Lan=10d (160мм) fR=0.081 Деформация растяжения загруженного конца арматурного стержня F/4 мкм Кв=41.6 Н/мм2 016, Lan=8d (130мм) fR=0.081 2200 2000 1800 1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 016, Lan=6.25d (100мм) fR=0.078 г* уТТу- Стамм ipacnmi/ Резиюципроклщз Измерение распжсдц таруженного конца е% 6sZ 0Т(О.2) Втягивание в бетон свободного конца арматурного стержня Деформация растяжения загруженного конца арматурного стержня МКМ Кв=41.6 Н/мм2 016, Lan=8d (130мм) fR=0.061 016, Lan=9d (145мм) fR=0.061 016, Lan=6.25d (100мм) fR=O.O57 Кв-40.0 Н/мм2 016, Lan=10d (160мм) fR=O.O61 2200 2000 1800 1600 1400 1200 1000 800 600 400 200 а - А500СП; б—А500С Рисунок 1.5—Деформации втягивания ненагруженного конца стержня и энергоемкость разрушения сцепления арматуры 016 мм с бетоном ребрами той же высоты теряют прочность сцепления при значительно меньших пласти- ческих деформациях арматуры. Благодаря это- му затраты энергии на разрушение сцепления при испытаниях на вытягивание (энергоем- кость сцепления), которая представлена как заштрихованная площадь под диаграммой ра- стяжения нагруженного конца стержня, для нового профиля заметно выше (рис. 1.5). Экс- периментально установлено также, что энер- гоемкость сцепления нового профиля превы- шает аналогичный показатель, демонстриру- емый и кольцевым профилем. Данный показатель очень важен для обес- печения стойкости конструкции зданий и со- оружений против прогрессирующего обруше- ния в условиях запредельной (катастрофичес- кой) стадии сопротивления внешним воздей- ствиям. Надежное сцепление арматуры с бе- тоном во многом обеспечивает пластическое деформирование в зонах расчетных сечений и, следовательно, способствует перераспределе- нию усилий в монолитных системах. Сравнительные характеристики применя- емых видов периодического профиля стерж- невой арматуры приведены в таблице 1.4. 17
ОС Условно балльная оценка эффективности применяемых в РФ типов периодических профилей стержневой арматуры Табл и ца 1.4 Геометрические параметры и оценочные характеристики периодического профиля стержней, определяющие высокие эксплуатационные качества арматуры (нормиру- емые параметры выделены жирным шрифтом) Оптимальные уровни значений и показателей Значения геометрических параметров и оценочных характеристик для применяемых в РФ типов арматурных профилей. Число значков (+) — условно бальная оценка эксплуатационных качеств Кольцевой по ГОСТ 5781 Серповидный двухсторонний по ГОСТ Р 52544 Серповидный четырехсторон- ний по ТУ 14-1-5526 1 2 3 4 5 Относительная площадь смятия поперечных ребер fR 0,07-0,08 фактическая0,093-0,128 (++) Нормируемая не менее 0,043-0,056 (++) Нормируемая не менее 0,075-0,078 (+++) Шаг поперечных ребер (с учетом допусков) t л (0,6-0,8)йн 0,3-0,7<1н (++) Табл. 2: (0,4-1,0) ён Прилож. А: (0,42-0,69) dH (++) (0,50-0,86)dH (+++) Высота поперечных ребер (для серповидных ребер — максимальная) h >0,065dH (0,04-0,05)0н (++) Табл. 2: (0,065-0,1) dH Прилож. А:(0,067-0,083)йн (0,063-0,083)dH Плавность сопряжения боковых поверх- ностей поперечных и продольных ребер с поверхностью сердечника (радиус сопряжения г) Максимально возможный 1,5-3,5 мм (только для поперечных ребер) (++) Не предусматривается и не нормируется (рис. А.1 в прилож. А) (++) Предусматривается (рис. 1), но не нормируется (+++) Коэффициент охвата сердечника поперечными ребрами (0,8-0,9)лс1н (0,85-0,95)rcdH (0,75-0,80) TtdH (++) (0,85-0,95) TtdH Отношение расстояния в свету между поперечными ребрами к их высоте /А >8 3,12-6,5 (+) 4,72-7,10 (++) 7,12-10,75 Возможность увеличения высоты поперечных ребер для достижения оптимальной площади смятия ребер fR Не требуется до 0,07-0,08 Не требуется (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Способность при минимальных нормируемых значе- ниях/^ сохранения сцепления с бетоном при плас- тических деформациях арматуры за пределом текучести Средняя (++) Средняя (++) Высокая (+++) Возможность усиления сцепления с бетоном при повышении площади смятия ребер (при адекватном поперечном армировании конструкции) Высокая Малая (++) Средняя (++) Высокая Способность обеспечения нормируемого уровня сопротивления динамическим, в т.ч. циклическим, нагрузкам Высокая Средняя (++) Высокая (+++) Высокая (+++)
Окончание таблицы 1.4 1 2 3 4 5 Деформативность железобетонных изгибаемых элементов (балок, плит) при нормативной нагрузке Низкая Низкая (+++) Средняя (++) Низкая (+++) Трещиностойкость железобетонных изгибаемых элементов (балок, плит) при нормативной нагрузке Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Защита от воздействия агрессивных сред и высоких температур (с учетом показателей трещиностойкости) Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Способность при минимальных нормируемых значениях fR к обеспечению надежности и жесткости концевых анкеров (обжатых шайб) на предварительно напрягаемых арматурных стержнях с натяжением на упоры форм Высокая Высокая (+++) Средняя (++) Высокая (+++) Длина зоны передачи напряжений на бетон при отпуске натяжения арматуры Малая Малая (+++) Средняя (++) Малая (+++) Распорность профиля на длине зоны передачи напряжений на бетон при значениях fR. - минимальных нормируемых, - при фактических высоких и близких к оптимальным Низкая Низкая Высокая (+) Высокая(+) Низкая (+++) Средняя (++) Низкая (+++) Низкая (+++) Узнаваемость (простота идентификации) класса арматуры на стройплощадке Высокая Средняя (++) Средняя (++) Высокая (+++) Технологичность в производстве Высокая Средняя (++) Высокая (+++) Высокая Суммарная условно балльная оценка эффективности типов периодического профиля арматурных стержней (+)42 (+)42 (+)57 1
Т аблица 1.5 Расчетные и нормативные значения сопротивления арматуры классов прочности от 400 до 600 Н/мм2 Класс арматуры Номинальный диаметр арматуры, мм Нормативные значения сопротивления растяже- нию Rs п и расчетные значения сопротивления растяжению для предель- ных состояний второй группы R . МПа Расчетные значения сопротивления арматуры для предельных состояний первой группы, МПа Расчетные значения сопротивления поперечной арматуры (хомутов и отогнутых стержней) растяжению для предель- ных состояний первой группы, МПа растяжению к, сжатию Л SC А400 6-40 400 350 350 280 А500С 10-40 500 435 435(400) 300 А500СП 10-40 500 450** 450*’(400) 300 А600С 10-40 600 520 470(400) 300 В500С 3-16 500 435 415(380) 300 Вр500(Вр-1) 3-5 500 415 390(360) 300 Примечания: 1. Значения Rx в скобках используют только при расчете на кратковременное действие нагрузки. 2. Отмеченные звездочкой значения Rsn Rx арматуры класса А500СП приняты согласно СТО 36554501-005-2013, выпущенного ОАО «НИЦ «Строительство». Холоднодеформированная арматура клас- са В500 (В500С) обычно имеет трех- или че- тырехрядный профиль, геометрические харак- теристики которого обеспечивают достаточно надежное сцепление с бетоном. Профиль и механические свойства арма- турной проволоки класса Вр500 (Вр-1), как правило, позволяют использовать её преиму- щественно в составе сварных сеток как распре- делительную (монтажную) арматуру или для изготовления хомутов. 1.2.3 Нормативные и расчетные характеристики арматуры Нормативные значения сопротивления ра- стяжению (Rs й) арматуры принимаются рав- ными значениям контролируемого физичес- кого (ат) или условного (о0 2) предела текучес- ти по соответствующим стандартам или техни- ческим условиям. Расчетные значения сопро- тивления растяжению продольной арматуры (7Q для предельных состояний первой группы оп- Рисунок 1.6 — Диаграммы растяжения арматуры класса А500СП 010-40 мм производства Западно-Сибир- ского металлургического комбината: 1 — фактическая по испытаниям НИИЖБ; 2 — идеализированная по испытаниям ЦЗЛ ОАО «ЗСМК» в 2010, 2011,2012, 2013 гт.; 3 — расчетная по данным испытаний ОАО «ЗСМК» ys= 1,15; 4 — расчетная для проектирования, К= 1,08. 20
а б в Рисунок 1,7— Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры класса А400 из стали марки 25Г2С диаметром 16 мм (деформации последействия условно не показаны): а — в исходном состоянии; б— после вытяжки с остаточной деформацией 1%; в — то же с остаточной деформацией 5%; г — то же с остаточной деформацией 9%. ределяют согласно СП 63.13330.2012 как част- ные отделения нормативного значения на ко- эффициент надежности по арматуре ys, при- нимаемый равным 1,15. Расчетные и нормативные значения арма- туры классов прочности от 400 до 600 Н/мм2 приведены в таблице 1.5. Высокая однородность механических свойств арматуры класса А500СП, производи- мой только ОАО «ЕВРАЗ ЗСМК» с гарантиро- ванным браковочным минимумом предела те- кучести от>515 МПа по ТУ 14-15254-2006*, обес- печивающих ys= 1.15, позволило для этой арма- туры рекомендовать R. =450 МПа (рис. 1.6). 1.2.4. Механические свойства при растяжении и сжатии горячекатаной, термомеханически упрочненной и холоднодеформированной арматуры классов А400, А500, А600, А1000 и В500, предварительно подвергнутой упруго пластической деформации растяжения Железобетонные конструкции зданий в течение срока эксплуатации могут иметь раз- нообразную историю нагружения. При этом растягивающие усилия в арматуре могут сме- няться сжимающими (и наоборот) при сейс- мических воздействиях в виде однократных или повторных толчков, зачастую меняющих направление, а также при нагрузках взрывно- го или ударного характера. После таких силовых воздействий, не при- водящих к полному или частичному разруше- нию здания, возникает необходимость оцен- ки остаточной несущей способности его кон- струкций для определения возможности их дальнейшей эксплуатации. На рис. 1.7(1) и 1.8 показан характер изме- нения сопротивления сжатию арматуры клас- са А400(, А600 и А1000 после значительного пластического деформирования растягиваю- щей статической нагрузкой. Если в исходном состоянии прочность арматуры при растяже- нии и сжатии практически одинакова (рис. 1.7а), то после растяжения до пластической де- формации свыше 1 % её условный предел те- кучести (о0 2) при статическом (рис. 1.76, в, г и рис. 1.86) и динамическом (рис. 1.8д) сжатии за счет проявления эффекта Баушингера уменьшается практически в 2 раза. Арматура класса А1000 после растяжения до 0,8 % при сжатии не разупрочнялась (рис. 1.8в). Суммируя приведенные результаты испы- таний, можно рекомендовать в качестве рас- четных диаграмм деформирования для арма- туры классов А400, А500, А600 при различных режимах статического и динамического на- (1) Опыты Казаряна В А. Холоднодеформирован- ная арматура для испытаний поставлена МК «Цен- трметалл» г. Ижевск. E-mail: office@centrmetall.ni 21
8 4 б. МПа 1200- • -1200 ’ -б МПа Рисунок 7.# — Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры: а, б, в — классов А600 и А1000 при статическом растяжении и сжатии; г, д — класса А600 при статическом растяжении и динамическом сжатии Рисунок 1.9 — Диаграммы деформирования арматуры классов А400, А500 и А600 при различных режимах приложения статической нагрузки: а — только при растяжении и при сжатии до от; б — при первоначальном растяжении до 0,75 ат с последующим сжати- ем и растяжением; в — то же при первоначальном растяжении до 0,9от; г — то же при первоначальном растяжении до от и пластической деформации е5 = 0,45 % ; д — то же при растяжении до от и пластической деформации е5 = 1,1 %. 22
а баб 1-партия ll-партия Относит, деформация, % Относит, деформация, % Относит, деформация, % Относит, деформация, % Рисунок 1.10—Диаграммы деформирования при растяжении и сжатии арматуры класса В500С: а — в исходном состоянии, б — после вытяжки с остаточной деформацией 1% гружения — усредненные зависимости, при- веденные на рис.1.9. На рис.1.10(1)) приведены результаты ис- пытаний на растяжение и сжатие образцов двух партий холоднодеформированной арма- туры классов В500 (В500С). Следует отметить, что ключевые характеристики прочности на растяжение и на сжатие в исходном состоянии отличаются друг от друга незначительно. Предварительное растяжение образцов хо- лоднодеформированной арматуры до дефор- мации свыше 1 % приводит к снижению их прочности на сжатие не более чем на 20 %, что существенно меньше разупрочнения при сжа- тии (составляющему 50 % и более) образцов горячекатаной и термомеханически упрочнен- ной арматуры, предварительно претерпевших такую же деформацию растяжения. Этот впервые установленный факт дает ос- нование рекомендовать холоднодеформирован- ную арматуру класса В500С, обладающую плас- тичностью, характеризуемой значением полно- го относительного удлинения при растяжении (5тах или А ) не менее 5 %, для использовании в железобетонных конструкциях строительных объектов как обычных, так и повышенной от- ветственности. Такая арматура может быть при- менена и в конструкциях, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обру- шения от нагрузок аварийного характера. При проведении работ по оценке остаточ- ной несущей способности на сжатие элемен- тов конструкции, претерпевших повреждения, сопровождающиеся пластическими деформа- циями растяжения рабочей арматуры (с оста- точным равномерным удлинением равным и более 1 %), рекомендуется принимать следу- ющие расчетные значения снижения сопро- тивления статическому и динамическому сжа- тию этой арматуры: - для горячекатаной и термомеханически упрочненной арматуры на 50 %; - для холоднодеформированной арматуры класса В500С на 20 %. 1.2.5 Свариваемость Все виды арматуры, применяемой без предварительного напряжения, являются сва- риваемыми, однако при проектировании ар- матурных каркасов монолитных конструкций и разработке ППР необходимо четко представ- лять ограничения свариваемости, которые на- кладывают химический состав стали (содержа- ние углерода более 0,24 %) и способ производ- ства арматуры (горячекатаная или с термоме- ханическим упрочнением). Так, для горячекатаной арматуры класса А400 из стали марки 35 ГС из-за высокого со- держания углерода недопустима (и опасна) ду- говая сварка прихватками пересечений с арма- турой (как того же, так и других классов), а так- же использование любых монтажных прихва- ток стержней при сборке арматурных каркасов. Такие прихватки неоднократно оказывались причиной хрупкого разрушения каркасов. Термомеханически упрочненные стали всех классов склонны к разупрочнению при контак- тной стыковой сварке стержней вследствие от- пуска металла из-за значительных тепловложе- ний, характерных для этого вида сварки. Такие соединения должны выполняться квалифици- 23
рованными специалистами в цеховых услови- ях, на установках, позволяющих производить соединение методом непрерывного оплавления без предварительного разогрева. 1.2.6 Хладостойкость В зависимости от химического состава ста- ли и способа производства арматура в различ- ной степени может быть склонна к хрупкому разрушению при низких температурах. Его причинами могут стать: общее снижение пла- стичности металла, локальное формирование неблагоприятных (хрупких) структур металла в зоне сварного соединения, наличие механи- ческих повреждений поверхности арматурных стержней, особенно на продольных ребрах. Из числа применяемых в настоящее время видов арматуры для конструкций без предва- рительного напряжения наиболее склонной к хладноломкости является арматура класса А400 из стали 35ГС, особенно при наличии различных сварных соединений. В мировой нормативной практике стали с подобным хим- составом не относят к свариваемым. Области применения арматуры в зависи- мости от зимней температуры эксплуатации конструкций зданий регламентированы Сво- дом правил СП 52-105-2009. «Железобетонные конструкции в холодном климате и на вечно- мерзлых грунтах» (таблица 1.6). 1.2.7 Коррозионная стойкость Стальная арматура без специальных за- щитных покрытий в виде полимерных пле- нок или иных антикоррозионных средств подвержена общей коррозии. Поэтому в проектах должны соблюдаться предусмот- ренные нормами СП 28.13330.2012 «Защита строительных конструкций от коррозии» требования по толщине защитного слоя бе- тона и ширине раскрытия трещин, а также необходимой изоляции поверхности конст- рукций от проникновения влаги и иных жид- ких, газообразных и твердых химически аг- рессивных агентов. Помимо общей коррозии для термомеха- нически упрочненной арматуры всех классов прочности существует опасность коррозии под напряжением (коррозионного растрескива- ния), т.е. внезапного разрушения стержней растянутой арматуры конструкций, при воз- действии проникающих вглубь конструкции агрессивных агентов, в особенности, хлоридов. Вероятность проявления этого вида коррозии возрастает с увеличением прочности армату- ры и фактического уровня растягивающих на- пряжений в ней при эксплуатации. Экспериментальными исследованиями ус- тановлено, что технология прокатки армату- ры существенным образом влияет на её стой- Т аб л ица 1.6 400-500 МПа Условия применения арматуры классов прочности при отрицательных температурах Класс арматуры и способ производства Марка стали Условия применения при статической, динамической и многократно повторяющейся (циклической) нагрузках В зданиях II и III уровней ответственности по ГОСТ 27751 В зданиях I уровня ответственности по ГОСТ 27751 при температуре до -70 °C в отапливаемых и неотапливаемых зданиях при температуре до -30 °C в неотапливаемых зданиях при температуре, °C до —40 °C до -55 °C до -70 °C горячекатаная А400 35ГС — 25Г2С 11 — термомеханически упрочненная А500С (А500СП) 1 — Ас500С холоднодефрми- рованная В500С — «-1— • — Вр500С(Вр-1) 4-0 - При отсутствия сварных соединений (в виде отдельных стержней или вязаных каркасов и сеток). 24
кость против коррозионного растрескивания. В частности, широко внедряемая на многих заводах непрерывная разливка стали с после- дующим продольным многополосным разде- лением литой заготовки повышает склонность готового арматурного проката к коррозии под напряжением по сравнению с традиционной (но менее производительной) прокаткой мо- нолитной заготовки из слитков. Это вызвало необходимость при переходе на эту новую технологию проведения контроля стойкости против коррозионного растрескива- ния не только высокопрочной напрягаемой ар- матуры, но также и применяемой для обычного железобетона термомеханически упрочненной арматуры, классов А400С, А500С и А600С. Согласно СП 28.13330.2012 в конструкци- ях, эксплуатируемых в средне и сильно агрес- сивных средах, а также в конструкциях, где возможно спорадическое воздействие на кон- струкции жидких агрессивных агентов (гара- жи, многоуровневые стоянки автотранспорта) все виды термомеханически упрочненной ар- матуры указанных классов, в производстве которой используют технологию продольно- го разделения заготовки, следует применять при условии подтверждения стойкости против коррозионного растрескивания специальны- ми испытаниями по методике ГОСТ 10884 продолжительностью не менее 40 ч. Метод испытаний основан на выдержива- нии образцов арматуры в химически агрессив- ной жидкой среде с температурой 100 °C под действием постоянной растягивающей или изгибающей нагрузки и определении времени до их разрушения (разрыва). Растягивающее напряжение в образце составляет 0,9 от (о0 2). В качестве стандартной коррозионной среды в таких испытаниях используют раствор, со- стоящий из 600 массовых частей азотнокисло- го кальция, 50 массовых частей азотнокисло- го аммония и 350 массовых частей воды. В настоящее время существуют и иные ме- тодики менее продолжительного по времени контроля склонности арматуры к коррозии под напряжением, однако в нормах РФ они пока не регламентированы. 1.2.8Выносливость при многократно повторяющихся нагрузках Усталостная прочность стержневой арма- туры зависит от ряда факторов: уровня проч- ности и пластичности металла, вида и геомет- рии периодического профиля. Последнее для арматуры, применяемой без предварительно- го напряжения, классов А400 и А500 является наиболее значимым фактором. Исследованиями установлено, что сопро- тивление многократно повторяющимся на- грузкам повышают такие геометрические осо- бенности профиля, как отсутствие продольных ребер; плавное сопряжение наклонных высту- пов с сердечником стержня в продольном и поперечном сечениях; обеспечение постоян- ства площади сечения по длине стержня бла- годаря оптимальному числу заходов и шагу на- клонных выступов; сохранение при условии надежного сцепления с бетоном отношения высоты выступа к диаметру h/d=0,1.. .0,2 и от- ношения высоты выступа к его шагу h/t< 0,2. На практике создание профиля, идеально- го по критерию выносливости, вступает в про- тиворечие с технологическими особенностя- ми производства арматурного проката. Суще- ствует мнение, что из числа фактически про- изводимых периодических профилей более благоприятны профили с ребрами серповид- ной формы, чем с кольцевой. Теоретически это утверждение справедливо, но лишь при усло- вии равенства радиусов сопряжения боковых поверхностей поперечных ребер с поверхнос- тью сердечника стержней сравниваемых про- филей [13]. На практике же эти радиусы согласно стан- дартам на готовом прокате не контролируют- ся, и к тому же они изменяются от прокатки к прокатке в зависимости от износа берегов фор- мующих канавок в калибрах формующих вал- ков стана. Последнее может радикально изме- нять предел выносливости стержней любого профиля, что неоднократно наблюдалось при проведении сертификационных испытаний арматурного проката. Требования по выносливости являются ак- туальными для арматуры мостовых конструк- ций. В зданиях необходимость расчета на вы- носливость конструкций востребована в очень редких случаях (например, для мало применяемых в настоящее время подкрановых балок без предварительного напряжения). Для таких конструкций по требованию заказчика производитель должен проводить конт- рольные испытания арматуры на выносли- вость в режиме, установленном стандартом или нормами проектирования. Массово производимая в РФ арматура всех стандартных профилей отвечает предъявляе- мым требованиям, и устанавливаемые норма- 25
ми расчетные характеристики арматуры (ко- эффициенты условий работы) для расчета на выносливость принимают независимо от кон- фигурации профиля стержней. 1.3 Условия поставки арматуры и её переработка у потребителя Арматура классов прочности А400 — А600 поставляется, как правило, в прутках стандар- тной длины 11,7м (длина железнодорожного вагона), либо в прутках меньшей мерной дли- ны по требованию заказчиков. В диаметрах до 12 — 14 мм ряд предприя- тий выпускают арматурный прокат в мотках (бухтах) большого диаметра. Для использова- ния этой арматуры потребитель должен иметь соответствующее оборудование для размотки, правки и резки арматуры. Обычно такое обо- рудование имеется на заводах ЖБИ или в сер- висных металлоцентрах, но в последние годы правильно-отрезные станки нередко можно увидеть и на строительных площадках, что дает возможность существенного снижения расхо- да металла благодаря практически безотходно- му раскрою. Холоднодеформированная арматура клас- сов В500 и Вр500 поставляется производите- лями только в мотках (бунтах) массой от 500 до 3000 кг. Современные производства холод- нодеформированной арматуры выпускают продукцию в мотках рядной смотки, что суще- ственно облегчают размотку и раскрой у по- требителя, исключает развал мотков и перепу- тывание витков на мотовилах, приводящие к обрывам или чрезмерной вытяжке и соответ- ственно к снижению до опасного уровня пла- стичности заготавливаемых стержней. В настоящее время по аналогии с мировой практикой в РФ начали действовать так назы- ваемые сервисные металлоцентры (нередко аффилированные с металлургическими пред- приятиями-производителями арматуры), где осуществляется мерная резка проката, изго- товление всевозможных сварных сеток и кар- касов, а также скобогибочных изделий по за- казам строительных организаций. Такие пред- приятия широко используют холоднодефор- мированную арматуру, в том числе производи- мую и на собственных мощностях. Уже имеется положительная практика ар- мирования плит монолитных перекрытий стандартными сетками, в том числе, рулонны- ми большой ширины. Использование готовых арматурных изделий позволяет существенно повысить качество и производительность строительных работ. Данные, касающиеся ар- мирования монолита стандартными сетками и другими арматурными изделиями, рассмотрены в разделе 4 Приложения 1 и в Приложении 5. 1.4 Эффективность и взаимозаменяемость применяемых видов арматуры Эффективность применения того или ино- го вида арматурного проката оценивается в первую очередь его расходом на единицу объе- ма железобетона (1м3) или единицу площади строительства (1 м2). До 90-х годов прошлого столетия удельный расход арматуры в строительстве СССР норми- ровался государственными органами. Он назна- чался на основании результатов многочисленных экспериментальных исследований и опытного проектирования, выполненных головными НИИ и проектными организациями (таблица 1.7). Т абл ица 1.7 Средний расход арматуры в железобетонных конструкциях зданий Расход арматурной стали на 1 м2, кг Показатель Крупнопанельные дома высотой до 17 этажей Монолитные здания до 20 этажей с шагом более 4,2 м Монолитные здания до 20 эт. с шагом несущих стен до 4,2 м Средний фактический для г. Москвы 40,0 40,0 72,0 Рекомендуемый по приказу Госгражданстроя СССР №186 от 02.07. 1986 г. для II и III кли- матических районов Для обычных условий строительства 40,5 32 По специальному обоснованию При сейсмичности 7, 8, 9 баллов соответственно: 52 55,6 64,5 60 ’ 64 ’ >72 26
Уцельный расход арматуры в строительстве продолжает оставаться одним из основных качественных показателей проектов и в насто- ящее время. Он служит ориентиром для заказ- чика при заключении производственных кон- трактов и при оценке тендерных предложений. Этот же показатель принимается во внимание при оценке эффективности проектов органа- ми Госэкспертизы. Как видно из приведенных в таблице 1.7 данных, расход арматуры в современном стро- ительстве зависит от способа возведения зда- ний (сборные, монолитные), от их этажности и шага вертикальных несущих элементов (стен, колонн). Эффективность арматуры также оценива- ется показателями технологичности её произ- водства и переработки (гибочные операции, свариваемость), а также свойствами, опреде- ляющими долговечность сооружений из желе- зобетона (коррозиестойкость, хладостойкость, выносливость, а также сопротивление вне- шним аварийным, в том числе и динамичес- ким воздействиям — удар, взрыв, обрушения при пожарах и т.п.). Оптимальные значения прочностных и де- формационных характеристик арматурного проката во многом определяются прогнозиру- емыми условиями его совместной работы с бетоном как при сжатии, так и растяжении. Известно, что при сжатии предел расчетной прочности арматуры ограничивается величи- ной предельных деформаций сжатия бетона, зависящей, в свою очередь, от условий прило- жения нагрузки (при центральном, внецент- ренном сжатии или в сжатой зоне изгибаемых элементов), от скорости приложения нагруз- ки, интенсивности поперечного армирования, его состава и прочности. При растяжении верхний предел прочнос- тных характеристик растянутой арматуры оп- ределяется не только требованиями к конст- рукциям, относящимся к первому предельно- му состоянию (несущая способность), но и требованиями второго предельного состояния (по трещиностойкости и деформативности). В изгибаемых железобетонных элементах без предварительного напряжения эффектив- ность использования прочностных свойств растянутой арматуры во многом зависит от значений относительно высоты сжатой зоны бетона £=А/й0 в расчетных сечениях. При £ ниже граничного значения могут быть со- зданы благоприятные условия для применения растянутой арматуры с более высокой прочно- стью, особенно в случае проектирования с уче- том аварийных воздействий. В актуализированной редакции СНиП 52- 01 -2003 (СП 63.1330.2012) для железобетонных конструкций без предварительного напряже- ния в качестве основной рабочей (расчетной) арматуры рекомендуется применять арматуру класса А500. Эффективность применения ар- матуры этого класса (А500С и А500СП) взамен А400 в железобетонных элементах, проектиру- емых согласно СП 63.1330.2012 по требовани- ям первого предельного состояния (несущей способности) с учетом базовой длины анке- ровки показаны в таблице 1.8. Арматура класса А600 может быть эффек- тивно использована преимущественно в сжа- тых элементах каркасов железобетонных кон- струкций. Учитывая особенности проектирования железобетонных конструкций на аварийные динамические нагрузки, где не нормируется выполнение требований второго предельного состояния и предполагается значительное пла- стическое деформированное конструкций, в отдельных случаях может оказаться техничес- ки и экономически оправданным использова- ние арматуры классов А600, А800 и А1000 в малоармированных элементах с £ « £R, но при условии, если эта арматура имеет достаточно высокую способность к пластическому дефор- мированию (А > 5 %). Совместность работы железобетона в зонах значительного пластического деформирова- ния расчетных (наиболее нагруженных) сече- ний конструктивных элементов определяется ЗОЕ екгивностью сцепления арматуры с бето- ном в запредельной стадии, то есть после дос- тижения напряжениями в арматуре предела текучести (рис. 1.4 и 1.5). Прочность сцепле- ния обеспечивается качественными характе- ристиками периодического профиля стержней арматуры, обуславливаемыми его конфигура- цией, размерами отдельных элементов профи- ля и их геометрических соотношений. Данные для эффективного применения массово используемых в строительстве РФ ви- дов стержневой и бунтовой (поставляемой в мотках) арматуры по показателям механичес- ких свойств приведены в таблицах 1.9 и 1.10. В новых нормах проектирования Своде правил СП63.13330, в отличие от ранее дей- ствовавших нормативных документов, расчет- ные характеристики холоднодеформирован- 27
Замена стержней арматуры 018 —40 мм класса А400 на стержни класса А500СП и А500С (базовая длина анкеровки рассчитана для бетона класса ВЗО) Таблица 1.8 Заменяемый стержень класса А400 (А- III) Устанавливаемый взамен стержень класса А500СП А500С Эффектив- ность (по расходу Диаметр стержня, мм Площадь сечения As, мм2 Расчетное усилие растяжения RsxAsh сжатия1) RscxAs, кН Базовая длина анкеровки, Ian, мм Диаметр стержня, мм Площадь сечения As, мм2 Расчетное усилие растяжения и сжатия Базовая длина анкеровки стали) относительно класса А400, % А500СП А500С RsxAs, (RscxAs), кН (А500СП/А400)-1 (А500С/А400)-1 ’ % 1ап, мм (А500СП/А400)-1 (А500С/А400)-1 ’ % 18 254,5 90,35 556 16 201,1 90,49 87,48 +0,1 -3,2 558 625 +0,4 +12,6 21,0 20 314,2 111,54 618 18 254,5 114,52 110,71 +2,7 613 687 -1 +11,1 19,0 22 380,1 134,93 679 20 314,2 141,39 136,67 +4,8 +1 662 747 -2,5 +10,0 17,3 25 490,9 174,27 772 22 380,1 171,05 165,34 -2 -5 783 877 +1 +13,6 22,0 28 615,8 218,61 865 25 490,9 220,90 213,54 +1 -2,3 864 968 -0,2 +11,9 20,3 32 804,2 285,49 988 28 615,8 277,11 267,87 -3 -6,2 1008 1129 +2 22,7 +14,2 36 1017,9 361,35 1235 32 804,2 361,89 349,82 +0,1 -3,2 1117 1211 -10 -2 21,0 40 1256,6 446,09 1372 36 1017,9 458,05 442,78 +2,7 -1 1398 1566 -1 +10 19,0 Rsc — при расчете на длительное действие нагрузки. Жирным шрифтом выделены значения параметров, не обеспечивающие экономичной замены (с учетом допускаемых отклонений).
Таблица 1.9 Рекомендации по эффективному применению арматуры класса В500С 05,5; 7,5; 9 и 11 мм взамен арматуры класса А400 06; 8,10 и 12 мм в конст- рукциях, армированных из расчета по первой группе предельных состояний Заменяемая арматура класса А400 Применяемая арматура класса В500С Номиналь- ный диаметр du, мм н Номиналь- ная площадь поперечн. сечения Л51,мм2 Норматив- ное сопро- тивление R^, МПа Расчетное сопротивле- ние МПа Усилие, соответ- ствующее RкН Усилие, соответ- ствующее кН Номиналь- ный диаметр d. мм н Номиналь- ная площадь поперечн. сечения As2, мм2 Норматив- ное сопро- тивление R-, МПа Расчетное сопротив- ление R-, МПа Усилие, соответ- ствующее Усилие, соответ- ствующее кН Экономия стали 51 % Л1» не менее не менее 6 28,3 400 355 11,32 10,05 5,5 23,8 500 435 11,9 10,35 15,9 ' И 6 28,3 500 435 14,15 12,31 » — 7 38,5 500 435 19,25 16,75 —* 8 50,3 400 355 20,12 17,86 7,5 44,2 500 435 22,1 19,23 12,1 8 50,3 500 435 25,15 21,88 1— 10 78,5 400 355 31,4 27,87 9 63,6 500 435 31,8 27,67 19,0 10 78,5 500 435 39,25 34,15 12 113,1 400 355 45,24 40,15 11 95.0 500 435 47,5 41,32 16,0 12 113,1 500 435 56,55 49,20
Справочные данные по взаимозаменяемости арматуры классов А500СП, А500С и А400 при конструировании монолитных плит перекрытий, арми- рованных сетками с унифицированными шагами стержней диаметром от 14 до 25 мм (данные по сеткам из арматуры класса А400 соответствуют Rs = 350 МПа по СП 68.13330.2012) Шаг Площадь сечения арматуры в мм2 на 1 м ширины плиты (вверху) и воспринимаемое ею расчетное усилие, в кН (внизу) для классов арматуры: (слева — направо) А500СП / А500С / А400 сетке, мм 014 мм 016 мм 018 мм 020 мм 022 мм 025мм 100 1539 2011 2545 3142 3801 4909 692,6 669,5 538,6 905,0 874,8 703,9 1145,3 1107,1 890,8 1413,9 1366,8 1099,7 1710,5 1653,4 1330,4 2209,1 2135,4 1718,2 125 1231 1608 2036 2513 3041 3927 55Л9 535,5 430,8 723,6 699,5 562,1 885,6 712,6 шил 1093,1 879,6 шил 1322,8 1064,4 1767Л 1708,2 1374,4 150 1026 1340 1696 2094 2533 4 3272 шл 446Л 359,1 603Л 469,0 Ж 737,7 593,6 шл 732,9 шил Ш1Л 886,6 147М 1422Л 1145,2 200 769 1005 1272 15,71 1900 2454 346,1 334,5 269,2 452,3 437,2 353,8 572,4 553,3 445,2 707,0 683,4 549,9 855,0 826,5 665,0 1104,3 1067,5 858,2 250 616 804 1018 1256 1520 1964 277.2 268,0 215,6 349,7 281,4 Ж 442,8 356,3 Ж 546,3 439,6 684.0 661,2 532,0 шл 854,3 687,0 Примечание — Жирным прямым шрифтом выделены суммарные площади сечения стержней класса А400, а жирным наклонным шрифтом с подчеркиванием выделены площади сечения стержней класса А500СП и А500С, эквивалентные по воспринимаемому усилию при увеличенном шаге сетки.
ной арматуры (ХДА) класса В500 и арматурной проволоки Вр500 (Вр-1) не одинаковы. С уче- том более совершенной технологии производ- ства арматуры класса В500 и соответствующего уровня качества расчетное значение сопротив- ления растяжению Rs арматуры этого класса поднято до уровня арматуры класса А500, т.е. до 435 М Па, что соответствует мировой норма- тивной практике. Это изменение открыло ши- рокие возможности применения холодноде- формированной арматуры с высокой эффек- тивностью, используя преимущества расши- ренного ряда диаметров с включением проме- жуточных (дробных) размеров (таблица 1.9). При конструировании арматурных сеток традиционно используют стандартные мо- дульные шаги расположения рабочих (расчет- ных) и монтажных (конструктивных) стерж- ней. При одном и том же назначенном по тех- ническим соображениям шаге сетки расши- ренный сортамент ХДА, а также замена арма- туры одного вида на другой с более высокой прочностью (даже при минимальном разли- чии расчетных сопротивлений), могут замет- но снизить расход арматуры при сохранении требуемого агрегатного расчетного усилия, воспринимаемого арматурной сеткой. Таблица 1.10 содержат справочные материа- лы по взаимозаменяемости арматурных стерж- ней разных классов и диаметров при соблюде- нии условия равенства воспринимаемых усилий и требований по длинам анкеровки и нахлестки (без сварки). Приведенные в этой таблице дан- ные предоставляют конструктору возможность выбора наиболее целесообразных и экономич- ных вариантов армирования при разработке но- вых проектов или эфц ективной адаптации су- ществующих типовых проектных решений. Дополнительно следует отметить, что приме- нение в монолите арматуры, поставляемой в мот- ках, долгое время традиционно сдерживалось конструктивным ограничением ранее действо- вавших норм проектирования СНиП 2.03.01 -84*, п.5.17 и сопутствующими руководствами, в которых для армирования внецентренно сжа- тых элементов монолитных конструкций тре- бовался диаметр не менее 12 мм. Это практи- чески исключало использование холодноде- формированной арматуры. Некоторые послабления для этого ограниче- ния, принятые в СП 52-101-2003 и СП63.13330 (актуализированной редакции, СНиП 52-01-2003), позволяют проектировщикам беспрепятствен- но использовать в стенах, пилонах и других сжатых элементах зданий (кроме колонн) бун- товую арматуру классов А500 и В500 диамет- ром 8 мм и 10 мм, производство которой осво- ено во многих регионах РФ. 1.5 Винтовой арматурный прокат Винтовой арматурный прокат отличается от обычного тем, что ребра его периодического профиля служат не только для усиления сцеп- ления с бетоном, но и благодаря особому рас- положению образуют модифицированную крупную винтовую резьбу на всей длине стер- жней, делающую возможным навинчивание разного рода резьбовых крепежных элементов — гаек, соединительных муфт, анкерных гаек с аналогичной внутренней резьбой, (рис. 1.11). Таким образом, арматурный стержень по сути превращается в резьбовую шпильку большой длины (до 12 м из условий транспортирования), что открывает разнообразные возможности для применения такой арматуры в строительстве. А — с продольными лысками (немецкая ГЕВИ-сталь (GEWI-Stahl); Б — с продольными желобками (фирма Сумитомо (SUMITOMO). Рисунок 1.11 — Арматура винтового профиля с правой резьбой разного поперечного сечения Винтовую арматуру впервые начали изго- товлять и применять в Германии в конце 60-х годов по инициативе строительной фирмы ДИВИДАГ (DYWIDAG), производство арма- туры было освоено на металлургическом заво- де Peine-Saizqitter. Арматура выпускается двух основных видов: для ненапряженного железо- бетона класса BSt420RU (в настоящее время BSt500S) диаметром 16—50 мм и высокопроч- ная (классов 835/1030, 900/1100 и 1080/1230) диаметром 15,0-36,0 мм. В Японии фирмой СУ- МИТОМО (SUMITOMO) производится и при- 31
меняется винтовая арматура классов SD30, SD35 и SD40 диаметром от 19 до 57 мм. В Венгрии в начале 80-х годов на Оздском металлургическом заводе освоено производство винтовой армату- ры классов BSt420/500 и BS1835/1030. В реклам- ном проспекте этого завода указывается сор- тамент 12—40 мм арматуры этих классов. Со- единительные элементы (муфты) за рубежом изготавливаются в основном или из шести- гранника, или с использованием литья (анкер- ные и спецгайки) с нанесением внутренней резьбы методами обработки металла резанием. На металлургических предприятиях быв- шего СССР с конца 70-х годов предпринима- лось несколько попыток освоения производ- ства винтовой арматуры (все с участием НИ- ИЖБ*). Ниже приводится список этих пред- приятий в хронологическом порядке и виды арматуры, которые на них осваивались: - Донецкий металлопрокатный, № 25 А-Ш; - Макеевский меткомбинат, № 25 и 32, А- III и At-V; - Криворожский меткомбинат, № 18, 25 и 32, А-Ш и At-V; - Западно-Сибирский меткомбинат, № 14, 16,18,20 и 25 классов А-Ш, А500С, Ат-V, At-VII и № 36 класса А500С; - Череповецкий меткомбинат, № 36 класса А-V (23Х2Г2Т). В ощутимых объемах (порядка сотен тонн) винтовая арматура производилась на Криво- рожском, Западно-Сибирском, Череповецком меткомбинатах и Белорусском металлургичес- ком заводе. В настоящее время техническую возможность производства винтовой армату- ры сохранили только Запсибметкомбинат и Белорусский металлургический завод. Для зарубежного строительства область применения винтовой стали в монолитном железобетоне является довольно значительной несмотря на повышенную цену винтовой ар- матуры по сравнению с обычной, дополни- тельные расходы на муфты и гайки и услож- нение технологии стыкования стержней (за- тяжка контргаек нормируемым усилием для исключения податливости муфтовых соедине- ний вследствие обмятия резьбы). В зарубежной практике винтовая арматура с пределом текучести 500 Н/мм2 (например класса BSt500S по стандарту Германии DIN488) применяется в разнообразных монолитных конструкциях зданий и сооружений — атомных * Инж. Б.Н. Фридлянов. и тепловых электростанций, конструкциях мо- стов (опор мостов, пилонов и т.п.), тоннелей метро, производственных, административных и спортивных зданий и т.п.). В настоящее вре- мя для вышеуказанных целей используется винтовая арматура диаметром 16—50 мм с пре- делом текучести 500 Н/мм2 (по европейской классификации В500) в комплекте с соедини- тельными элементами (рис. 1.12). Контргайки муфтовых соединений и концевых анкеров за- тягиваются нормируемым усилием. В отличие от Западной Европы в России и странах СНГ арматуру в монолитном же- лезобетоне, в основном, стыкуют внахлест- ку и с использованием сварки, что до 2003 года было значительно дешевле, чем винтовые стыки. С увеличением длины нахлестки стержней по СП 52-101-2003 на 15-J-30 % вне- дрение безнахлесточных стыков, в том чис- ле винтовых, стало более актуальным и эко- номически целесообразным в России. Суще- ствуют виды монолитных конструкций, в которых сварка не разрешается в принципе по соображениям пожарной безопасности. Прежде всего это монолитные железобетон- ные дымовые трубы и градирни тепловых и атомных электростанций, где арматура со- единяется по длине с использованием сты- ков внахлестку без сварки анкерными гай- ками, соединительными муфтами, трубками для инъецирования и т.п. Прутки винтовой арматуры в комплекте с гайками могут в построечных условиях ис- пользоваться для крепления щитов опалубки при бетонировании монолитных бетонных и железобетонных конструкций. При этом ар- матурные прутки выполняют роль винтовых стяжек; эти стяжки могут быть многократно- го использования (извлекаются после распа- лубки) или остающимися в бетоне (рис. 1.13). В настоящее время, в связи с возрастающим объемом строительства монолитных железо- бетонных жилых и общественных зданий (особенно в Москве), действует большое ко- личество иностранных и отечественных фирм, поставляющих инвентарную опалубку разнообразной конструкции (стальную, дере- во-металлическую, дюралевую и т.п.), кото- рая комплектуется тяжами из винтовой арма- туры. Иностранные фирмы (например немец- кие QUICK, Bauer, Paschal) используют вы- сокопрочную винтовую арматуру номиналь- ного диаметра 15 мм. Параметры резьбы этой арматуры приведены в табл. 1.11. 32
Рисунок 1.12 — Ненапрягаемая винтовая арматура с основными винтовыми соединениями: А, Б, В — разновидности соединений: А — сжато-растянутый стык с контргайками; Б — сжатый стык с контргайками; В — сжатый (контактный) стык; Г — два вида концевых анкеров винтовой арматуры; 1 — соединительная муфта; 2 — контргайка; 3 — щель для контроля контакта стержней; 4 — анкерная гайка; 5 — анкерная шайба Рисунок 1.13 — Схема крепления опалубки с использова- нием в качестве тяжей винтовой арматуры: А — извлекаемый тяж; Б — остающийся в бетоне; 1 — тяж из винтовой арматуры; 2 — гайка; 3 — подкладка; 4 — конструкция опалубки; 5 — ж/б стена; 6 — неизвлекаемая пластмассовая трубка; 7 — заглушка 33
Таблица1.11 Параметры винтовой арматуры номинального диаметра 15 мм (резьба правая) Площадь поперечного сечения Сердечник стержня Поперечные выступы </2 Шаг С Высота а Ширина b Радиус сопря- жения г Угол при вершине, а мм2 мм град. 177 14,85±0,35 14,6±0,4 10±0,3 10±0,3 4,0-°-6 0,8 90 Примечание: Обозначения параметров на (рис. 1.10); размеры г и а не контролируются. В Москве фирма «Выбор-19» одно время использовала винтовую арматуру производ- ства ОАО «Евраз ЗСМК» диаметром 14, 16 и 18 мм классов Ат800 и А500С. Арматура диа- метром 16 мм класса Ат800 Запсибметкомби- ната в комплекте с гайками из шестигранника № 3 2 с точеной резьбой применялась для крепления нестандартной опалубки при воз- ведении монолитных железобетонных пило- нов висячего покрытия стадиона «Локомотив» в Москве. Кроме винтовой арматуры в Москве и Пе- тербурге используются прутки длиной до 2 м с резьбой, накатанной без нагрева (процесс хо- лодной винтовой поперечной прокатки). Практика применения показала невысокую надежность таких тяжей — отмечались случаи хрупких разрушений холоднодеформирован- ных прутков-стяжек в процессе вибрации бе- тонной смеси в опалубке. Потребителями винтовой стали для креп- ления опалубки являются: - строительные фирмы, постоянно приме- няющие инвентарную опалубку, т.к. тяжи, комплектующие опалубку выходят из строя в процессе ее эксплуатации; - фирмы-изготовители инвентарной опа- лубки. В настоящее время потребность в этой стали небольшая, но она будет неизбежно ра- сти с увеличением объемов применения в РФ монолитного железобетона. В строительстве применяется большое чис- ло типов фундаментных болтов, которые слу- жат в основном для крепления к железобетон- ным фундаментам технологического оборудо- вания и разного рода металлических конструк- ций: стальных опор ЛЭП, стальных стропиль- ных и подстропильных ферм, балок и т.п. Болты изготавливают, в основном, из ста- ли группы марок Ст.З, исходя из температур- ных условий их эксплуатации, также желатель- на повышенная стойкость болтов к действию динамических нагрузок. В связи с этим воз- можно применение в качестве болтов армату- ры винтового профиля класса А500С, изготав- ляемой из стали марок Ст.Зпс или Ст.Зсп с ис- пользованием термомеханического упрочне- ния, как достаточно хладостойкой, так и об- ладающей повышенным сопротивлением к действию динамических нагрузок. Кроме того, винтовая арматура в качестве болтов имеет сле- дующие преимущества: имеет крупную трапе- циевидную резьбу, менее подверженную по- вреждениям в процессе монтажа по сравнению с метрической, и обладает хорошим сцеплени- ем с бетоном фундаментов. В связи с тем, что винтовая арматура по существу является винтовой шпилькой боль- шой длины, она может применяться в строи- тельстве для разных целей в качестве тяжей и стяжек, в частности для ремонтных и восста- новительных работ, крепления сантехническо- го оборудования, трубопроводов и временных лесов для проведения монтажных и отделоч- ных строительных работ. Отдельной сферой целесообразного при- менения винтовой арматуры является ее ис- пользование в качестве анкерных элементов крепления стен в грунте, широко применяе- мых в подземном монолитном строительстве. Развитие производства винтового арматур- ного проката в России позволит избавиться от зависимости от его поставки из-за рубежа, что может обеспечить серьёзный экономический эффект, особенно в строительстве транспорт- ных и подземных сооружений. 34
ЧАСТЬ II КОНСТРУИРОВАНИЕ АРМИРОВАНИЯ 2.1 Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций Основные конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций сборного и монолитного исполнения изложе- ны в Руководстве по конструированию бетон- ных и железобетонных конструкций из тяже- лого бетона (без предварительного напряже- ния), разработанном ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием ЦНИИПромз- даний и НИИЖБ (М. Стройиздат. 1978) и По- собии по проектированию бетонных и желе- зобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры, разработанном в ЦНИИПромзданий и НИ- ИЖБ применительно к своду правил СП 52- 101-2003 (М. 2005) [14, 15]. В таблице 2.1 приведены данные, позволя- ющие провести сравнительный анализ ряда основных относящихся к конструированию положений СНиП 2.03.01-84*, СП 52-101-2003, СП 63.13330.2012 (Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003) [16] и требований Еврокода 2 EN 1992-1-1:2004 с включением отдельных материалов из упомянутых выше пособий. Некоторое ужесточение конструктивных тре- бований в двух последних российских норматив- ных документах относительно СНиП 2.03.01-84* вызвано необходимостью повышения надеж- ности железобетонных конструкций в связи с массовым внедрением новых видов арматуры более высоких классов прочности А500С (А500СП), В500С, А600С, целесообразностью гармонизации этих требований с положения- ми международных нормативов, а также на- копленным отечественным и зарубежным опытом проектирования и строительства. Более подробные иллюстративные матери- алы по конструктивным решениям армирова- ния основных элементов зданий из монолит- ного железобетона для практического исполь- зования при выполнении проектной рабочей документации содержатся в приложении 1. 35
Основные конструктивные требования к армированию монолитных железобетонных конструкций Таблица 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 t Защитный слой бетона не менее для продольной рабочей арматуры: В плитах при толщине (мм): до 100 мм вкл. — 10 мм, свыше 100 мм — 15 мм в балках и ребрах высотой (мм): менее 250 мм — 15 мм; 250 и более — 20 мм; в монолитных фундаментах от 35 до 70 мм В любых конструкциях, эксплуати- руемых в закрытых помещениях не менее: при нормальной влажности — 20 мм; при повышенной влажности — 25 мм; на открытом воздухе — 30 мм; в грунте, в фундаментах — 40 мм От 15 до 50 мм, но не менее диаметра арматуры в зависимости от условий сцепления арматуры с бетоном, агрес- сивности среды, класса прочности бетона и расчетного срока эксплуатации для поперечной, конструктивной и распределительной арматуры: при высоте сечения элемента: менее 250 —10 мм; 250 и более —15 мм на 5 мм меньше чем для рабочей во всех случаях Не менее диаметра арматуры Не менее диаметра арматуры. (в СП 63.1330.2012 не менее диаметра арматуры и 10 мм) 2 Минимальные расстояния между стержнями арматуры (в свету) не менее наибольшего диаметра стержня, а также: - при горизонтальном или наклонном положении стержней при бетонировании: По горизонтали и по вертикали (между рядами) не менее наиболь- шего из значений: диаметр стержня; 20 мм; максимальный размер заполни- теля +5 мм - для нижней арматуры, расположенной в 1 или 2 ряда; 25 мм 25 мм - для верхней арматуры; 30 мм 30 мм - при расположении нижней арматуры более ,чем в 2 ряда (кроме стержней двух нижних рядов), а также при вертикальном положении стержней при бетонировании 35 — 50 мм, но не менее: 1,5 максимального размера заполнителя Допускается спаривание стержней 50 мм Допускается расположение стержней пучками
Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 3 Продольное армирование 3.1 Площадь сечения продольной арматуры в процентах от площади сечения бетона, равной произведению ширины прямоуголь- ного сечения либо ширины ребра таврового (двутаврового) сечения на рабочую высоту сечения, следует принимать не менее ука- занных в таблице при различных условиях работы арматуры В изгибаемых элементах не менее 0,1% Во внецентренно сжатых и растяну- тых элементах независимо от распо- ложения продольной силы: - не менее 0,1 % при гибкости для прямоугольных сечений); - не менее 0,25 % при гибкости (Jo/h > 25 для прямоугольных сечений) Для промежуточных значений гибко- сти элементов — определяют по интерполяции. В элементах с продольной арматурой, расположенной равномерно по кон- туру сечения, а также в центрально ра- стянутых элементах минимальную площадь сечения всей продольной ар- матуры следует принимать вдвое боль- шей указанных выше значений и от- носить ее к полной площади сечения бетона В изгибаемых элементах (балках): не менее 0,13 % и не более 4 % (только для растянутой арматуры) а) Арматура S в изгибаемых и во внецент- ренно растянутых элементах при расположении продольной силы за пределами рабочей высоты сечения 0,05% б) Арматура S и У во внецентренно растя- нутых элементах при расположении продольной силы, между арматурой S и S' 0,05 % в) Арматура во внецентренно сжатых эле- ментах (колоннах) при гибкости: (для прямоугольных сечений 1ц/к<5) 17</0//<35 (5< /^<10) 35</q//<83 (10< 1^<25) /<//>83 (IJh > 25) 0,05% 0,10% 0,20% 0,25% В колоннах (суммарно для растянутой и сжатой арматуры): не менее 0,2 % и не менее 0,1 N/Rs не более 4 %, а в местах соединений внахлестку не более 8 % г) Арматура S и S' во внецентренно сжатых элементах, несущая способность которых при расчетном эксцентриситете исполь- зуется менее, чем на 50 %, независимо от гибкости элемента (ц5 и ц5’) 0,05% 0,10% (0,05%) (значение в скобках допустимо при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева)
оо Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 3.2 В железобетонных линейных конструк- циях и плитах наибольшие расстояния между осями стержней продольной арма- туры должны быть не более: -в балках и плитах: при высоте поперечного сечения А<150 мм; А>150 мм; в направлении, перпендикулярном плос- кости изгиба в направлении плоскости изгиба В железобетонных стенах расстояние между стержнями арматуры принимают не более: -вертикальной - горизонтальной 200 мм 1,5А 400 мм 500 мм 400 мм при У<1,5 % и и 5+У<3 % 2t и 600 мм (t — толщина стены) 200 мм 1,5А и 400 мм 400 мм 500 мм 2t и 400 мм, где t — толщина стены 400 мм ЗА и 400 мм (2,5А и 250) 3,5А и 450 мм (ЗА и 400 мм) Значения в скобках для зон макси- мальных моментов и сосредо- точенных сил. В свободно опертых плитах не менее 72 пролетной арматуры следует доводить до опор 3.3 Диаметр продольных стержней внецент- ренно сжатых линейных элементов моно- литных конструкций должен быть не менее - в колоннах с размером меньшей стороны сечения 250 мм и более - в железобетонных стенах диаметр про- дольных стержней рекомендуется назна- чать не менее 12 мм тоже тоже 12 мм* (< 12 мм) 16 мм* (<16мм) 8 мм* * — согласно данным пособия /15/ (размеры в скобках допустимы при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 12 мм 8 мм 3.4 Диаметр продольных стержней сжатых элементов не должен превышать для бетона тяжелого и мелкозернистого класса ниже В25 класса выше В25 40 мм тоже 40 мм (>40 мм при согласовании с НИИЖБ
Продолжение таблицы 2.1 Требования 4 Поперечное армирование 4.1 Диаметр поперечной арматуры (хомутов) в вязаных каркасах: внецентренно сжатых элементов не менее -изгибаемых элементов не менее при высоте сечения элемента: <800 мм; >800 мм В сварных каркасах По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 5 мм и 0,25J где d —наибольший диаметр продольных стержней 5 мм 8 мм По условиям сварки 0,25*7 или 6 мм (5 и 5,5 мм) 6 мм (и 5,5 мм) тоже 0,25^тах ДИ* всех элементов попереч- ного армирования, 5 мм для сварных сеток. Поперечная арматура должна иметь надежную анкеровку в бетоне тоже По условиям сварки (размеры в скобках допустимы при согласовании с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 4.2 В железобетонных элементах, в которых поперечная сила по расчету не может быть воспринята только бетоном ставится попе- речная арматура с шагом не более: при Л<450 мм при А>450 мм В сплошных, многопустотных и частореб- ристых плитах перекрытий высотой менее 300 мм и в балках (ребрах) высотой менее 150 мм на участке элемента, где попереч- ная сила по расчету воспринимается только бетоном, поперечную арматуру допускается не устанавливать 4.3 В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более, на участках эле- мента, где поперечная сила по расчету вос- принимается только бетоном, следует пред- усматривать установку поперечной арматуры с шагом не более: при А<450 мм при А >450 мм А/2 или 150 мм Л/3 или 500 мм допускается не устанавливать О,5йоили 300 мм тоже допускается не устанавливать 0,75 Ао или 600 мм А/2 или 150 мм Л/3 или 500 мм О,75Ао или 500 мм тоже О,75Ао или 600 мм тоже
Продолжение таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 4.4 Во внецентренно сжатых линейных элементах, а также в изгибаемых элементах при наличии необходимой по расчету сжатой продольной арматуры следует устанавливать поперечную арматуру с шагом не более: при Rsc<400MIla в вязаных каркасах, в сварных каркасах; при Rsc>450MFIa в вязаных каркасах, в сварных каркасах При насыщении сжатой продольной ар- матуры, устанавливаемой у одной из гране! элемента более 1,5 % поперечную арматуру следует устанавливать с шагом не более: 15г/ (d—диаметр продольной арматуры) 20J или 500 мм 12 d 15 d или 400 мм 10 J или 300 мм 15 d или 500 мм 15 d или 500 мм 15 d или 500 мм 15d или 500 мм 10^ или 300 мм Не более: - 20^п или 400 мм; - минимального поперечного размера сечения элемента (эти величины должны быть уменьшены на 40%: в местах сопряжения с балками или плитами, в местах изменения сечений колонн, а также в местах изменения сечения колонн с отгибом продольных стержней с уклоном более */2) 4.5 Расстояние между хомутами внецент- ренно сжатых элементов, в местах стыкова- ния рабочей арматуры внахлестку без сварки должно составлять не более 10J Усилие, воспринимаемое всей поперечной арматурой, устанавлива- емой в пределах стыка, должно быть не менее половины усилия, воспринимаемого стыкуемой в одном расчетном сечении эле- мента растянутой рабочей арматурой В местах стыкования внахлестку продольной арматуры диаметром 14 мм и более на длине нахлестки должно быть не менее трех попереч- ных стержней 4.6 Во внецентренно сжатых линейных эле- ментах конструкция хомутов (поперечных стержней) должна быть такой, чтобы про- дольные стержни (по крайней мере через один) располагались в местах перегибов, а эти перегибы — на расстоянии по ширине грани не более: При ширине грани <400 мм и числе продоль- ных стержней у этой грани не более четырех охват всех продольных стержней одним хомутом 400 мм допускается 400 мм допускается Все угловые стержни колонн должны быть привязаны к хомутам; то же относится и к остальным стержням, если расстояние между ними превышает 150 мм
Окончание таблицы 2.1 Требования По СНиП 2.03.01-84* По СП 52-101-2003 и СП 63.1330.2012 По Еврокоду 2 EN 1992-1-1:2004 4.7 В плитах в зоне продавливания в направ- лении, перпендикулярном сторонам расчет- ного контура* поперечную арматуру уста- навливают с шагом не более Стержни ближайшие к контуру грузовой площади располагают от этого контура не ближе и не далее Ширина зоны постановки поперечной арматуры (от контура грузовой площади) должна быть не менее В направлении, параллельном сторонам расчетного контура, расстояние между стержнями поперечной арматуры прини- мают не более * См. п. 8.1.47 СП 63.1330.2012 А/3 или 200 мм (h — толщина плиты) 1,5Л h/З или 200 мм h/З или 300 мм Ао/3 V2 1,5А0 У4 длины соответствующей стороны контура расчетного поперечного сечения О,75Ло О,ЗЛо 0,5Л0 В пределах контура, отстоящего не более, чем на 1,5Ловнутрь от внеш- него контура расчетного попереч- ного сечения, где для восприятия усилий среза не требуется попереч- ной арматуры 1,5А0 и 2Л0 на расстоянии от контура грузовой площадки соответственно до 2,ОЛо и более 2Л0 4.8 Анкеровка по концам поперечной арма- туры, предусмотренной для восприятия поперечных сил и крутящих моментов должна быть; обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры или приварки к ним обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры или приварки к ним обеспечена равнопрочным соединением с продольной путем охвата стержней продольной арматуры
2.2 Расположение арматуры в элементах железобетонных конструкций Защитный слой бетона Защитный слой бетона (расстояние от по- верхности арматурного стержня до ближайшей к нему наружной поверхности железобетонно- го элемента) необходим для защиты от корро- зии металла и обеспечения требуемой огне- стойкости и огнесохранности конструкции в целом. Этот слой бетона должен воспринимать касательные и радиальные растягивающие напряжения, обуславливаемые сопротивле- нием сцепления контактной поверхности ар- матуры с бетоном и возникающими при этом расклинивающими усилиями (см. рис. 1.3 в части I). Толщина защитного слоя должна строго соблюдаться. Отклонения в меньшую сторо- ну из-за неровностей опалубки, размеров кре- пежных элементов и других факторов (конст- рукции стыков, отгибов, хомутов и т.п.) недо- пустимы. В местах устройства механических стыко- вых соединений арматурных элементов следу- ет выполнять требования, разработанные спе- циально для таких соединений. Толщину защитного слоя назначают исхо- дя из выше перечисленных требований с уче- том типа конструкций, функциональной роли арматуры (продольная рабочая, попе- речная, распределительная, конструктивная), условий окружающей среды, размера (диа- метра) арматуры. Минимальные значения толщины защитного слоя бетона приведены в таблице 2.1. Расположение арматуры в поперечном сеченищ минимальные расстояния между стержнями В поперечном сечении железобетонного элемента параллельные арматурные стержни могут быть расположены как отдельно, так и в виде групп соприкасающихся друг с другом стержней. Минимальные расстояния между стерж- нями и группами стержней обуславливаются крупностью заполнителя в бетоне; они не должны препятствовать эффективному уп- лотнению бетонной смеси и качественному обволакиванию арматуры окружающим бето- ном. пне Одиночные стержни При назначении минимальных расстояний между соседними параллельными стержнями следует руководствоваться рис. 2.1. При многорядном армировании стержни должны быть расположены строго один над другим. Для удобства укладки и уплотнения бетонной смеси следует предусматривать про- емы между рабочими стержнями, как пока- зано на рис.2.1. Размеры проема определяют- ся габаритами глубинного вибратора-уплот- нителя. Расстояния между такими проемами — примерно 600 мм Группы стержней Группы продольных горизонтальных стер- жней следует располагать на расстоянии друг от друга, достаточном для свободного проник- новения глубинного вибратора (рис. 2.2). ds > 2 см > 0,5 0 наибольшей фракции > 2 см ds £ 0,5 0 наибольшей фракции, для особо точного выполнения >1,2 0 наибольшей фракции Рисунок 2.1— Правила соблюдения минимальных расстояний между параллельными стержнями арматуры 42
a б Вертикальные группы Горизонтальные группы Рисунок 2.2 — Расположение групп из двух (д) и трех (6) соприкасающихся стержней Проем для / уплотнения Группы, состоящие более чем из двух стержней, можно применять лишь в виде ис- ключения с обязательным соблюдением мер по обеспечению полноценного обволакивания бетоном всех стержней. Минимальные расстояния между группа- ми и толщина защитного слоя бетона для них определяются исходя из размера условного заменяющего стержня, центр тяжести кото- рого совпадает с центром тяжести группы, а площадь его сечения соответствует сумме площадей, составляющих группу арматур- ных элементов (рис. 2.2). Эквивалентный ди- аметр такого заменяющего стержня для группы элементов одинакового диаметра ds составляет d == dr ДЙ гДе п — число эле- 5,ЭКВ 5 v ° ментов в группе. В зонах анкеровки и нахлестки стержней группы длину перепуска определяют, не рас- сматривая их как группу, т.е. для каждого стер- жня отдельно. Группы (пучки) стержней целесообразно применять в крупноразмерных железобетон- ных элементах с высоким процентом армиро- вания. Для предотвращения бокового выпучива- ния групп стержней, располагаемых в сжатых элементах, следует устанавливать адекватное количество поперечной арматуры. При повышенных требованиях к сцепле- нию с бетоном и высоких значениях усилий в местах анкеровки арматуры не следует приме- нять пучки из стержней. Необходимо учитывать увеличение дли- ны зоны анкеровки и нахлестки вследствие сокращения полезного периметра группы стержней. Для групп соприкасающихся стержней при определении длины анкеров- ки и нахлестки вычисленную для одинарно- го стержня базовую длину анкеровки /0, ап увеличивают на 20 % при двух стержнях и на 30 % — при трех (см. разделы 2.3, 2.4 в части II). Допустимый загиб арматурных стержней Величина угла допустимого загиба арма- турных стержней зависит от способности ста- ли к пластической деформации, уменьшаю- щейся с увеличением класса прочности и диа- метра стержней, а также из-за наличия перио- дического профиля поверхности. Определяющими факторами для угла заги- ба стержней также являются: прочность бетона, с уменьшением которой чрезмерно крутые изгибы арматуры приводят к образованию в бетоне трещин разрыва; вид растягивающего усилия, так как если усилие приложено к одному изогнутому в виде крюка концу стержня, радиус изгиба может быть меньшим, чем в случае приложения уси- лия к обоим концам стержня, например , в петлях и отгибах; величина напряжения в стержне, с увеличе- нием которой для снижения раскалывающих усилий в бетоне от смятия под отгибами тре- буется увеличивать угол изгиба арматуры; защитный слой бетона и расстояние меж- ду стержнями, при малой величине которых и близком расположении соседних стерж- ней, особенно когда все стержни отогнуты в одном месте, возникает опасность образова- ния трещин от раскалывающих усилий, что требует для их снижения увеличения радиу- са загиба стержней. При отгибах рабочей ар- матуры поперечная арматура должна вос- принимать усилия растяжения в бетоне и предотвращать отслоение защитного слоя бетона. По требованиям отечественных норм ми- нимальный диаметр загиба (диаметр оправ- ки гибочного оборудования (^оп) принима- ют в зависимости от диаметра стержня (J5) не менее: для гладких стержней tfon = 2,5 ds при d< 20мм; dnn = 4d< при d„ > 20мм; vJl Д *3 «3 43
для стержней периодического профиля don — 5ds при d< 20мм; Jon = 8 ds при ds > 20мм; Диаметр оправки может быть также уста- новлен в соответствии с техническими усло- виями на конкретный вид арматуры. При при- менении гнутой арматуры (отгибы, загибы концов стержней) минимальный диаметр за- гиба отдельного стержня должен быть таким, чтобы избежать разрушения или раскалывания бетона внутри загиба арматурного стержня и разрушения самого стержня в месте загиба (рис. 2.3). Рисунок 2.3 — Конструкция отгибов арматуры По рекомендациям Европейского комите- та по бетону (ЕКБ) [5] диаметры оправок ги- бочных станков не должны превышать значе- ний, приведенных в таблице 2.2. Термомеханически упрочненная арматура класса А500С и А500СП может подвергаться гибке только в холодном состоянии из-за опас- ности разупрочнения от нагрева. Максималь- ный угол изгиба не должен превышать 180 гра- дусов; рекомендуемые минимальные диамет- ры оправок гибочного оборудования для ар- матуры классов А500С и А500СП производи- мого сортамента в зависимости от диаметра стержней приведены в таблице 2.3. Приварка поперечных стержней к изогну- тому стержню допускается на расстоянии не менее 5ds плюс диаметр оправки от начала из- гиба, считая по внутренней поверхности изог- нутого стержня. 2.3 Анкеровка арматуры 2.3.1 Виды анкеровки арматурных стержней Арматурные стержни в железобетонных элементах могут воспринимать расчетные на- пряжения от внешних нагрузок только тогда, Таблица 2.2 Минимальные размеры оправок оборудования для гибки арматуры Вид отгибов Диаметр стержня ds, мм Диаметр гибочного ролика (Jon) для стержневой арматуры классов прочности (МПа) 220-240 400 500 более 500 С учетом способности к пластическому деформированию арматурной стали (но не менее значений Jon, установленных в нормативной документации на арматуру) Крюки, лапки, хомуты, петле- вые элементы <10 2,5 d, 3d s 4 3d s 10-20 2,5^ 4d s 4 к 20-25 5d s 6ds 4 более 25 • 4 10Js С учетом опасности раскалывания бетона независимо от dv Отогнутые стержни и петлевые эле- менты При толщине защитного слоя <50 мм или 3ds 14 15ds 20rfs 25ds >50 мм или 3ds 10 ds 1(Ц 14 20ds Таблица 2.3. Минимальные диаметры оправок гибочного оборудования для арматуры классов А500С и А500СП Диаметр арматурного стержня d. мм «э 10 12 14 16 18 20 22 25 28 32 36 40 Минимальный диаметр оправки, мм 30 50 65 80 90 100 120 150 220 250 280 280
когда обеспечена достаточная длина заделки в бетоне их концевых участков или когда на их концах предусмотрены те или иные анкерую- щие элементы. В зоне анкеровки растягивающие усилия N в арматуре уравновешиваются сжимающими усилиями D в бетоне, которые, в свою очередь, стимулируют возникновение сжимающих (вдоль стержня) и растягивающих (в попереч- ном к стержню направлениях) напряжений (рис. 2.4). Радиально направленные растягивающие напряжения, действующие в поперечном на- правлении (от стержня), суммируясь, вызыва- ют так называемый расклинивающий эффект, который может привести к образованию в бе- тоне продольных трещин раскола и разруше- нию связи стержня с бетоном (сцепления). Анкеровка стержня силами сцепления его с бетоном Анкеровку стержней арматуры с периодичес- ким профилем в монолитных железобетонных конструкциях осуществляют преимущественно: - в виде прямого окончания стержня (пря- мая анкеровка); - с отгибом (лапкой) на конце стержня (только для растянутой арматуры); - с приваркой или установкой поперечных стержней; - с применением специальных анкерных устройств на конце стержня. 2.3.2 Факторы, влияющие на длину анкеровки Эффективность профиля поверхности арматурных стержней С увеличением эффективности профиля поверхности арматурных стержней, зависящей Траектория сжимающих Траектория растягивающих напряжений напряжений Стержень с анкерной пластиной на конце Траектория сжимающих Траектория растягивающих напряжений напряжений Вид сбоку Вид снизу Без сцепления Периодический профиль 016мм Характерное раскалывание, вызванное радиальными растягивающими напряжениями Рисунок 2.4 — Траектории главных напряжений в зоне анкеровки арматурного стержня (а) и трещины в защитном слое бетона при анкеровке стержней усилиями сцепления (б) 45
от высоты поперечных ребер, их формы и шага, прочность сцепления с бетоном возрас- тает и надежность анкеровки стержней повы- шается (таблица 1.4 в части I). Это дает воз- можность сокращения длины их анкеровки. Класс прочности арматуры С увеличением прочности арматуры про- порционально увеличивается длина анкеров- ки стержней, требуемая для восприятия пол- ного расчетного сопротивления. Прочность бетона С повышением прочности бетона возрастает прочность его сцепления с арматурой, что позво- ляет уменьшить длину анкеровки стержней. Диаметр стержня С увеличением диаметра стержня длина его анкеровки увеличивается. Фактическое напряжение в стержнях В случае использования стержней с площа- дью сечения больше требуемой расчетом по несущей способности длина анкеровки может быть уменьшена пропорционально отноше- нию As cal/As & при соблюдении установленных нормами требований по минимальным значе- ниям длины анкеровки. As са1 и As площади сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная. Вид нагрузки При нагрузках, вызывающих сжимающие напряжения в бетоне, окружающем стержень в зоне анкеровки, длина анкеровки может быть уменьшена, так как обжатие бетона снижает вероятность развития в нем опасных раскалы- вающих усилий. Поперечное армирование Наличие поперечного армирования в зоне анкеровки стержней рабочей арматуры сдер- живает поперечные растягивающие усилия раскалывания в бетоне и препятствует чрез- мерному развитию трещин раскалывания в бетоне, снижающих прочность сцепления с арматурой. При многорядном расположении рабочей арматуры балок поперечное армиро- вание повышает прочность сцепления с бето- ном стержней вышерасположенных рядов, которая без поперечной арматуры может ока- заться недостаточной в результате неравно- мерного по высоте сечения уплотнения бетон- ной смеси. 2.3.3 Анкеровка стержней, работающих на сжатие При анкеровке сжатых арматурных стерж- ней периодического профиля за счет сцепле- ния с бетоном значительная доля усилия сжа- тия передается через торец стержня. В этом случае для исключения опасности откола бе- тона при использовании стержней диаметром 16 мм и более необходимо устанавливать по- перечную арматуру, охватывающую продоль- ные арматурные стержни в зоне их анкеровки (рис. 2.5). Её следует рассчитывать на воспри- ятие усилия, равного */5 расчетного усилия, воспринимаемого продольной арматурой в зоне анкеровки. Аналогичное поперечное ар- Рисунок 2.5 — Предотвращение опасности раскалывания из-за давления торцов сжатых стержней посред- ством поперечной арматуры, охватывающей сквозные продольные стержни: а) давление на бетон под торцом арматуры; б) расположение поперечной арматуры в опорной зоне. 46
Рисунок 2.6 — Способы анкеровки арматуры: а) приваркой уголков (для коротких опор); б) посредством приваренной анкерной пластины; в) посредством анкер- ных пластин на резьбе (несущая способность определяется по площади сердечника резьбы); г) головками, запресо- ванными в анкерную пластину и высаженными мирование целесообразно в зонах стыкования сжатой арматуры внахлестку. Для усиления анкеровки сжатой арматуры могут быть использованы крюки и отгибы (лапки). Это не рекомендуется для стержней, располагаемых вблизи наружной, поверхнос- ти конструкции (например, в колоннах), так как в силу внецентренного характера опира- ния на крюк или лапку возникает опасность выкола бетона из-за изгиба (потери устойчи- вости) рабочего стержня. В таких местах целесообразно устанавли- вать прямые стержни с усилением зоны опи- рания торца стержня часто расположенными хомутами. 2.3.4 Приспособления для анкеровки стержневой арматуры Специальные приспособления для анке- ровки арматуры используют тогда, когда суще- ствующая длина концевых участков стержня не достаточна для анкеровки силами сцепле- ния. В этих случаях на концах стержней уста- навливают анкера, несущую способность ко- торых определяют расчетом или эксперимен- тально. Применяемые типы концевых анкеров показаны на рис.2.6. 2.3.5 Анкеровка сварных сеток Анкеровка таких сеток обеспечивается (рис.2.7) как периодическим профилем про- дольных стержней, так и поперечными стер- ап Поперечные стержни >2,5см ^5см £5ds Рисунок2.7-— Анкеровка сварной сетки (1ап — длина зоны анкеровки) жнями. Доля усилия, воспринимаемая попе- речным стержнем, зависит от допустимой ве- личины смещения продольного стержня, ко- торую в условиях эксплуатации необходимо ограничивать. Зачастую из-за этих ограниче- ний оказывается не полностью используемой несущая способность приваренных попере- чин. В сварных сетках прочность на срез свар- ных соединений контролируют испытаниями вырезанных фрагментов сетки, и она должна составлять не менее 30 % нормативного сопро- тивления растяжению, умноженного на пло- щадь сечения анкеруемого рабочего стержня. 2.3.6 Расчет длины анкеровки стержней При расчете длины анкеровки арматуры следует учитывать способ анкеровки, класс арматуры и ее профиль, диаметр арматуры, прочность бетона и его напряженное состоя- ние в зоне анкеровки, конструктивное реше- ние элемента в зоне анкеровки (наличие по- перечной арматуры, положение стержней в сечении элемента и др.). 47
В СП 63.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 52-01-2003) базовую (основ- ную) длину анкеровки, необходимую для пе- редачи усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления R на бетон, опре- деляют по формуле /п (2.1) ап 5 у bond 5’ v 7 где As и us — соответственно площадь попе- речного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения, определяемые по номи- нальному диаметру стержня; Rbond — расчетное сопротивление сцеп- ления арматуры с бетоном, при- нимаемое равномерно распреде- ленным по длине анкеровки и определяемое по формуле ^bonJ=711^2^’ (2.2) здесь тц — коэффициент, учитывающий вли- яние вида поверхности арматуры, принимаемый равным: 1,5 — для гладкой арматуры (класса А240); 2,0 — для холоднодеформированной ар- матуры периодического профиля (класс В500С); 2,25 — для стержневой арматуры перио- дического профиля иностранного производства горячекатаной и тер- момеханически упрочненной, что соответствует требованиям зару- бежных нормативных документов; 2,5 — для арматуры периодического 1 ____ _ о ЗЕ по ГОСТ 5781, ГОСТ 10884-94, ГОСТ Р 52544-2006, СТО АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5254-94, кроме А500СП по ТУ 14-1-5526-2006; 2,8* — для арматуры класса А500СП по ТУ 14-1-5526-2006 (см. СТО 36554501-005-2006**); т|2 — коэффициент, учитывающий вли- яние размера диаметра арматуры, принимаемый равным: 1,0 — при диаметре арматуры ^<32; 0,9 — при диаметре арматуры 36 и 40 мм всех видов. При использовании арматуры класса А500СП в массивных железобетонных конст- рукциях, например, в монолитных фундамен- тах зданий, в расчете длины заделки арматур- ных выпусков диаметром 36 и 40 мм допуска- ется в формуле (2.2) применение коэффици- ента т|2= 1,0*. Требуемую длину анкеровки арматуры (1ап) определяют расчетом по формуле с учетом конструктивного решения элемента в зоне ан- керовки, а также по конструктивным сообра- жениями и опытным данным .)> (2-3) ап х 1),ап/у s,car s,ej77 v 7 где /0 ап — базовая длина анкеровки, опреде- ляемая по формуле (2.1); ^sca^sef ~ площади поперечного сечения арматуры соответственно, требу- емая по расчету с полным расчет- ным сопротивлением и фактичес- ки установленная; а — коэффициент, учитывающий вли- яние на длину анкеровки напря- женного состояния бетона и арма- туры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки. При анкеровке стержней периодического профиля с прямыми концами (прямая анке- ровка) или гладкой арматуры с крюками или петлями без дополнительных анкерующих ус- тройств для растянутых стержней принимают а= 1,0, а для сжатых а=0,75. Допускается уменьшать длину анкеровки в зависимости от количества и диаметра по- перечной арматуры и величины поперечного обжатия в зоне анкеровки (например, от опор- ной реакции), но не более чем на 30 %. При этом Rbond определяется с учетом зна- чений т| j и т)2, приведенных в настоящем раз- деле выше. В любом случае фактическую дли- ну анкеровки принимают не менее О,3/о ап, а также не менее 15^ для арматуры класса А500С, 10^ для арматуры класса А500СП* и 200 мм. При конструировании поперечного арми- рования балок целесообразно предусмотреть расположение не менее двух замкнутых хому- тов в зонах за внутренними гранями свобод- ных опор из арматуры не менее 8 мм классов А400, А500, В500. Усилие Ns, воспринимаемое анкеруемым стержнем арматуры, определяют по форму- ле (2.4). * Рекомендуемые НИИЖБ им. А.А. Гвоздева значе- ния для А500СП — в соответствии с требованиями СТО 36554501-005-2006** (редакция 2013 г.). 48
(2.4) где lan — определяется по формуле (2.3), при- нимая (Л5 га/)/(Л5 е/)= 1; / —расстояние от конца анкеруемого стержня до рассматриваемого сече- ния элемента. На крайних свободных опорах элементов длина запуска растянутых стержней за внутрен- нюю грань опоры при выполнении условия Q<a,5Rbf)hQ должна быть не менее 5ds. Если ука- занное условие не соблюдается, длина запуска арматуры за грань опоры должна быть равной 1ап, которую определяют по формуле (2.3) с вы- полнением конструктивных ограничений. 2.3 .7 Длина анкеровки сварных сеток Рекомендуемые значения длины анкеров- ки сварных сеток приведены в таблице 2.4. В сварных сетках из стержней периодичес- кого профиля число поперечных стержней в зоне анкеровки можно сократить на один стержень, компенсируя это устройством крюков или отги- бов (лапок) на концах продольных стержней. Длину анкеровки сварных сеток с рабочей арматурой периодического профиля можно определять как для одиночных стержней в со- ответствии с положениями раздела 2.3. 2.4 Соединения арматуры Для стыкования арматурных стержней применяют следующие типы соединений: а) стыки внахлестку без сварки (применя- ются для стержней диаметром не более 40 мм): - с прямыми концами стержней периоди- ческого профиля; - с прямыми концами стержней с привар- кой или установкой по длине нахлестки попе- речных стержней; - с загибами на концах (крюки, лапки, пет- ли); при этом для гладких стержней применя- ют только крюки и петли; б) сварные и механические стыковые со- единения: - сваркой арматуры; - с применением специальных механичес- ких устройств (стыки с опрессованными муф- тами, резьбовыми муфтами и др.). Таблица 2.4 Длина анкеровки 1ан сварных сеток из арматуры классов А500, В500 и Вр500 Продольные (рабочие) стержни Диаметр Условия сцепления Длина анкеровки 1ап Эскизы анкеровки Одиночные до 12 мм включительно 2 поперечных стержня и не менее 250 мм z>250 II* 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 Спаренные до 8,5 мм включительно I 2 поперечных стержня и не менее 250 мм z>250 II 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 свыше 8,5 до 12 мм включительно I* 3 поперечных стержня и не менее 350 мм >350 II* 4 поперечных стержня и не менее 450 мм z >450 Примечания: I — хорошие условия сцепления: для стержней, расположенных в нижней половине сечения элемента или на расстоянии более или равном 300 мм от верха сечения. II — ухудшенные условия сцепления для всех стержней, не отвечающих условию I, например, в сетках, укладываемых в верхней зоне сечения плит монолитных перекрытий. * — при использовании арматуры класса А500СП число поперечных стержней может быть уменьшено на один стержень с соответствующим уменьшением 1ап. 49
Стыки арматуры, как правило, не следует располагать в зонах наибольших напряжений (от изгибающих моментов и перерезывающих сил). По возможности стыковые соединения соседних стержней следует размещать враз- бежку относительно друг друга. В местах стыковании арматуры внахлест- ку без сварки бетон включается в работу соеди- нения, при этом усилия сцепления или скалы- вающие усилия передаются под углом от од- ного соединения к другому. Возникающие при этом поперечные раска- лывающие усилия, суммируясь с раскалываю- щими усилиями, создаваемыми взаимодей- ствием с бетоном поперечных ребер профиля арматуры, могут явиться причиной значитель- ных поперечных растягивающих напряжений и образования продольных трещин в бетоне, которые в свою очередь ослабляют прочность нахлесточных соединений арматуры. Для восприятия таких растягивающих уси- лий в зонах стыкования целесообразно разме- щение поперечной арматуры при достаточной толщине защитного слоя бетона. 2.4.1. Стыкование арматуры внахлестку без сварки Продольная арматура Стыки растянутой или сжатой арматуры должны иметь длину перепуска (нахлестки) не менее значения длины определяемого по ЭК формуле 2.5 или по графикам на рис.2.8 и 2.9. (2.5) где /0 ап — базовая длина анкеровки, опреде- ляемая по формуле (2.1), в том чис- ле с учетом требований, относя- щихся к арматуре класса А500СП; а — коэффициент, учитывающий влия- ние напряженного состояния арма- туры, конструктивного решения железобетонного элемента в зоне соединения стержней, количества стыкуемой арматуры в одном сече- нии по отношению к общему коли- честву арматуры в этом сечении, расстояния между стыкуемыми стержнями и смежными стыковы- ми соединениями. При соединении арматуры периодическо- го профиля с прямыми концами, а также глад- ких стержней с крюками или петлями без до- полнительных анкерующих устройств коэ зк фициент а для растянутой арматуры прини- мают равным 1,2, а для сжатой арматуры — 0,9. При этом должны быть соблюдены следу- ющие условия: - относительное количество стыкуемой в одном расчетном сечении элемента рабочей растянутой арматуры периодического профи- ля должно быть не более 50 %, гладкой армату- ры (с крюками или петлями) — не более 25 %; - усилие, воспринимаемое всей поперечной арматурой, поставленной в пределах стыка, дол- жно быть не менее половины усилия, воспри- нимаемого стыкуемой в одном расчетном сече- нии элемента растянутой рабочей арматурой; - расстояние между стыкуемыми рабочи- ми стержнями арматуры не должно превышать 4ds (рис. 2.10). - расстояние между соседними стыками внахлестку (по ширине железобетонного элемента) должно быть не менее 2ds и не менее 30 мм (рис. 2.10). В качестве одного расчетного сечения эле- мента, рассматриваемого для определения отно- сительного количества стыкуемой арматуры в одном сечении, принимают участок элемента вдоль стыкуемой арматуры длиной 1,3/,. Счита- ется, что стыки арматуры расположены в одном расчетном сечении, если центры этих стыков находятся в пределах этого участка (рис. 2.10). - при расстоянии между осями смежных стыков более 10</5 длину нахлестки стержней /, для арматуры класса А500СП можно умень- шить на 20 %. Допускается увеличивать относительное количество стыкуемой в одном расчетном се- чении элемента рабочей растянутой арматуры —----- Европейская арматура Рисунок 2.8 — График для определения длины нахлестки арматурных стержней периодического профиля в растянутом бетоне. 50
---- А500СП ----А500С ---- Европейская арматура Рисунок 2.9 — График для определения длины нахлестки арматурных стержней периодического профиля в сжатом бетоне Рисунок 2.10— Расположение стержней, стыкуе- мых внахлестку, и самих стыков: а — расположение стержней в стыке; б — расположе- ние стыков до 100 %, принимая значение коэффициента а равным 2,0. При относительном количестве стыкуемой в одном расчетном сечении армату- ры периодического профиля более 50 % и глад- кой арматуры более 25 % значения коэффици- ента а определяют по линейной интерполяции. Asi=As/2 Asi=As/2 / — / Asi=As/2 Asi=As/2 Рисунок 2.11 — Расположение поперечной арма- туры в зоне стыка внахлестку При наличии дополнительных анкерующих устройств на концах стыкуемых стержней (при- варки поперечной арматуры, загиба концов сты- куемых стержней периодического профиля и др.) длина перепуска стыкуемых стержней мо- жет быть уменьшена, но не более чем на 30 %. В любом случае фактическая длина пере- пуска должна быть не менее О,4а/о ал, не менее 2(Ц и не менее 250 мм. Все стержни распределительной (нерабо- чей) арматуры можно стыковать в одном се- чении, при этом длину нахлестки определяют с коэффициентом а = 1,3. В конструкциях, проектируемых с учетом динамических нагрузок, применять в стыках внахлестку крюки или петли не допускается. В сжатых элементах можно стыковать все стержни в одном сечении внахлестку без свар- ки (с учетом п. 2.4.4) 5 Поперечная арматура При стыковании арматуры внахлестку до- полнительная поперечная арматура требуется в следующих случаях: - диаметр стыкуемых стержней 16 мм и более; - свыше 50 % стержней стыкуется в одном сечении; - при воздействии динамических нагрузок. Поперечную арматуру располагают на уча- стках 73 lf по краям длины нахлестки. На каж- дом из этих участков должно быть не менее трех поперечных стержней, при продольной арматуре из стали А500СП, их число может быть снижено до двух (рис. 2.11). Поперечная арматура должна располагать- ся с внешней стороны стыкуемых стержней. Для постоянно сжатых стержней по одному дополнительному поперечному стержню сле- дует устанавливать с каждой стороны за пре- делами длины нахлестки на расстоянии 4<75 от крайних поперечных стержней, расположен- ных в пределах длины нахлестки (рис. 2.11). В качестве поперечной арматуры стыков вполне успешно можно использовать горизон- тальные участки хомутов, вертикальные (боко- вые) участки которых служат для обеспечения прочности на срез (рис. 2.12). Поперечная арма- тура в виде узких хомутов или скруток, охваты- вающая стыкуемые стержни, рекомендуется для стержней крупных диаметров (28 мм и выше). При петлевых стыках поперечную армату- ру (например, хомуты) иногда располагают внутри петли (рис. 2.13; 2.14). При установке поперечной арматуры, со- ответствующей сечению всех стыкуемых стер- 51
Скрутки Рисунок 2.12 — Возможные конфигурации поперечной арматуры в стыках Рисунок 2.13 — Стык внахлестку с петлями Поперечная арматура 1 -1 б а — малое растягивающее усилие; б) большое растягивающее усилие Рисунок 2.14 — Страховка стыков внахлестку с петлями с помощью усиленного защитного слоя и попереч- ной арматуры (со шпильками) 52
жней, длину нахлестки при полном использо- вании прочности стыкуемых стержней можно уменьшить до lt - lQ ап. 2.4.2 Стыки внахлестку сварных сеток При устройстве нахлесточных стыков ар- матурных сеток необходимо соблюдать следу- ющие условия. Расположение стыков Однорядная арматура (одна сетка в растя- нутой или сжатой зоне элемента) В сетках с одиночными стержнями 0<16 или со спаренными стержнями 0<7,5 мм мож- но стыковать все стержни в одном сечении. При стержнях более крупных размеров воз- никает опасность преждевременного разруше- ния (выкалывания) бетона в зоне стыка по вине арматуры, расположенной ближе к поверхнос- ти элемента даже при увеличенной длине на- хлестки. Это происходит из-за малой толщины защитного слоя и действия значительных рас- тягивающих напряжений вследствие расклини- вающего эффекта периодического профиля поверхности арматурных стержней. Многорядная арматура (несколько сеток в растянутой или сжатой зонах элемента). У сеток с одиночными стержнями 0> 10 мм или со спаренными стержнями 0>7,5 мм в од- ном сечении можно стыковать не более 60 % стержней, причем стыкуемые стержни долж- ны размещаться во внутренних рядах. Стыки сеток в соседних по высоте рядах должны быть расположены со смещением в продольном направлении, равным 1,5-крат- ной длине нахлестки. В пределах длины нахлестки целесообраз- но смещение поперечных стержней в верхней сетке по отношению к нижней на половину шага. Это улучшает условия передачи усилий в стыковой зоне стыкования. По возможности не следует располагать места стыкования сеток в местах максималь- ных напряжений в железобетонном элементе. При динамическом характере прилагае- мой нагрузки применение стыкования сеток внахлестку допускается по согласованию с НИИЖБ им. А,А. Гвоздева. Поперечная арматура Дополнительная поперечная арматура не обязательна для сеток со стержнями, диа- метр которых соответствует требованиям таблицы 2.5. Таблица 2.5 Параметры стыков внахлестку для сварных сеток из арматуры классов А500 и В500 Вид и расположение стержней Диаметр, мм Одиночные <12 Рабочие Спаренные <8,5 Спаренные 8,5<J<12 1J продольные dt О Поперечные Одиночные все стержни Условия сцепления Длина нахлестки । 3 поперечных стержня, > 300 мм 4 поперечных II стержня, > 400 мм 4 поперечных j* * ** стержня, > 400 мм 5 поперечных П* стержней, > 500 мм 2 продольных 1 и II стержня > 200 мм Эскиз стыка** >4ПЛ Примечание — Длины нахлестки приняты с учетом прочности соединений на срез не менее 30% усилия, соответствующего нормативному сопротивлению рабочих стержней. * При использовании арматуры класса А500СП число поперечных стержней на длине нахлестки уменьшается на 1 стержень. ** а — односторонняя нахлестка, б- встречная нахлестка 53
2.4.3 Длина нахлестки сварных сеток Длина нахлестки сеток может быть опреде- лена в зависимости от числа приваренных по- перечных стержней в соответствии с указания- ми раздела 2.4 и табл. 2.5. Несущая способность сварных соединений в сетках на срез должна быть не менее 30 % уси- лия, соответствующего нормативному сопро- тивлению рабочих стержней. Длины нахлест- ки, приведенные в таблице 2.5, являются дос- таточными для условий, когда напряжения в рабочих стержнях не превышают 2/3 расчет- ного сопротивления примененного класса ар- матуры. При размещении стыков в местах, где напряжения в арматуре превышают этот уро- вень, длина нахлестки сеток должна быть про- порционально увеличена. Для минимизации эксцентриситета рабо- чих стержней при стыковании сеток следует стремиться к тому, чтобы эти стержни в зоне стыков располагались в одной горизонтальной плоскости (встречная нахлестка). 2.4.4 Стыки внахлестку стержней большого диаметра (>25 мм) Стержни большого диаметра (более 25 мм в сжатых элементах и 32 мм в растянутых) не рекомендуется стыковать внахлестку. В порядке исключения такие соединения допустимы, когда минимальный размер попе- речного сечения элемента равен или более 1 м и если напряжения в стержне не превышают 80 % расчетного сопротивления. Для стыкования стержней большого диа- метра могут быть применены контактные стыки (только для условий работы на сжатие), а также сварные стыки и механические сты- ки с использованием винтовых или обжим- ных муфт. При отсутствии поперечного сжатия в зоне анкеровки стержней внахлестку должна уста- навливаться поперечная арматура. При стыко- вании внахлестку стержней, работающих на растяжение, поперечную арматуру устанавли- вают по расчету. Наличие расклинивающих усилий у кон- цов сжатых и растянутых стержней вызывает необходимость установки у концов стержней за пределами нахлестки дополнительной по- перечной арматуры на участках длиной при- мерно 4dc. (рис.2.15). 2.4.5 Сварные соединения арматуры При соединении арматуры всех видов с использованием сварки выбор типов сварно- го соединения и способов сварки производят с учетом условий эксплуатации, свариваемос- ти стали и требований по технологии изготов- ления в соответствии с ГОСТ 14098. Допустимо применение иных видов свар- ных соединений стержней при условии согла- сованию их конструкции и технологии выпол- нения в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева. Рисунок 2.15— Стык внахлестку для сжатых стержней Возможные трещины 54
2.4.6 Сварные соединения термомеханически упрочненной арматуры стали класса А500 (А500С и А500СП) Применяемые типы сварных соединений Для термомеханически упрочненной арма- турной стали класса А500С (А500СП) допус- кается применять следующие типы по ГОСТ 14098-91: - крестообразные соединения типов К1-Кт и КЗ-Рр, выполняемые контактной точечной и ручной дуговой сваркой; - стыковые соединения типов С1 - Ко и СЗ- Км, выполняемые контактной стыковой свар- кой с отношением диаметров соединяемых стержней 0,85 — 1,0; - стыковые соединения типов С21 - Рн, С22- Ру и С23-Рэ, выполняемые ручной дуговой сваркой с парными накладками или с нахлес- ткой в горизонтальном и вертикальном поло- жении стержней; - стыковые соединения стержней на сталь- ной скобе-накладке типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм, С25-Мп и С26-Рс, выпол- няемые ручной дуговой или механизирован- ной сваркой; - нахлесточные соединения стержней с плоскими элементами проката типа Н1-Рш, выполняемые ручной дуговой сваркой шва- ми; - нахлесточные соединения типов Н2-Кр и НЗ-Кп, выполняемые контактной точечной сваркой по рельефу на плоском элементе про- ката; - тавровые соединения стержней с плоским элементом проката типа Т2-Рф, выполняемые дуговой сваркой под флюсом без присадочно- го металла; - тавровые соединения типов Т10-Мс и Т11-Мц, выполняемые дуговой механизиро- ванной сваркой в СО2 в отверстие; - тавровое соединение типа Т12-Рз, выпол- няемые ручной дуговой сваркой в раззенко- ванное отверстие. 2.4.7 Технологические требования к производству сварочных операций для наиболее часто применяемых типов сварных соединений Крестообразные соединения стержней Дуговую сварку прихватками крестообраз- ных соединений типа КЗ-Рр следует выпол- нять электродами типа Э46, Э46А диаметром 4—5 мм или механизированным способом в среде СО2, используя проволоку сплошного сечения марки СВ08ГА или СВ08Г2С диамет- ром 2 мм. Недопустимо применение этого типа со- единения для стержней арматуры класса А400 из стали марки 35ГС, в т.ч. со стержнями ар- матуры других классов. Контактную точечную сварку соединений типа К-1-Кт следует производить, принимая усилия сжатия электродами Рэ по таблице 2.6, а значения относительной осадки h/d{ — по таблице 2.7. Для стержней диаметром свыше 28 мм тех- нологические параметры процесса сварки подбирают опытным путем. Стыковые соединения стержней Контактная стыковая сварка (тип соеди- нения Cl-Копо ГОСТ 14098-91) является наи- Таблица 2.6 1,0 Усилия сжатия электродами Рэ, тс, при диаметре меньшего сопрягаемого стержня d}, мм 3 0,1 4 0,14 5 0,18 6 0,24 8 0,41 10 0,53 12 0,76 14 0,88 16 1,1 18 1,22 20 1,4 22 1,6 25 1,8 28 2,1 0,5-0,3 0,1 0,1 0,1 0,12 0,2 0,25 0,4 0,44 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,05 Таблица 2.7 Минимальные значения относительной осадки h/d{, обеспечивающие нормируемую прочность сварного соединения при соотношении dx/d1 Минимальное значение h/dx для ненормируемой прочности сварного соединения 1,0 0,5 0,33 Для всех соотношений 3-28 0,4-0,5 0,35-0,4 0,3-0,4 0,2 55
более распространенным способом стыково- го соединения стержней арматуры в индустри- альном производстве ЖБИ. Сварка этим спо- собом арматуры, подвергаемой в процессе производства термомеханической обработке, в частности, классов А500С и А500СП, требу- ет соблюдения ряда условий, направленных на минимизацию разупрочнения стержней. Заготовку стержней под контактную сты- ковую сварку преимущественно следует про- изводить путем рубки на механических нож- ницах. На свариваемых торцах недопустимо наличие отгибов стержней, вызванных непра- вильной наладкой режущего узла ножниц. Торцы стержней перед сваркой должны быть очищены от окисной пленки (ржавчины) и прочих загрязнений, препятствующих надеж- ному электрическому контакту. Для стержней больших диаметров допуска- ется применение газовой резки; в этом случае с торцов стыкуемых отрезков перед началом сварки должна быть тщательно удалена окали- на. Также должны быть зачищены до металли- ческого блеска зоны поверхности стержней в зонах зажима медными электродами машины. При установке в сварочную машину стер- жни должны быть развернуты вокруг своих продольных осей относительно друг друга так, чтобы в начале процесса сварки электричес- кий контакт происходил на минимальной пло- щади соприкосновения торцов соединяемых стержней. Основными техническими параметрами настройки сварочного оборудования для сты- кования арматурных стержней являются сле- дующие: - установочная длина Z , т.е. осевой размер выступающего из электродов конца стержня (рис.2.16); - величины оплавления /опл и осадки или размеры участков стержня, расходуемых соот- ветственно на оплавление и осадку (в т.ч. осад- ку под током Гж); - сварочный ток, определяемый мощнос- тью трансформатора машины и выбором оп- тимальной ступени, обеспечивающей непре- рывность процесса оплавления; - скорость оплавления и осадки. • Контактную стыковую сварку следует вы- полнять преимущественно методом непрерыв- ного оплавления без предварительного подо- грева. При сварке на каждый из стыкуемых стержней рекомендуется принимать устано- вочную длину Z, равную (0,6... 1,0)JH. При вы- 56 полнении стыкового соединения величина оплавления L с каждой стороны стыка — ОПЛ х (0,3...0,5)dH. Величину осадки подбирают опытным путем. Обычно значение составляет около 0,25 <7Н, а Г ж — около 0,1 dH. на каждый из стыкуемых стержней. Диаметр выдавливаемого венчика грата D не должен быть более (1,1...1,2) ds (рис. 2.17). Для стержней большого диаметра возмож- но применение предварительного подогрева. Зона подогрева должна быть по возможности минимальной, чтобы не допускать расшире- ния зоны разупрочнения металла в стыковом соединении. Во всех случаях по окончании осадки сты- ка зона красного каления металла не должна распространяться по длине стержня на рассто- яние более 5—7 мм в каждую сторону от цент- ра соединения. Подбор параметров и режимов процесса контактной стыковой сварки должен контро- лироваться испытаниями натурных конт- рольных образцов сварных соединений. При испытании на осевое растяжение образцы дол- жны иметь временное сопротивление разры- ву не менее приведенных в табл. 2.8. Дуговую сварку стыковых соединений с парными накладками типа С21-Рн следует выполнять ручной сваркой односторонними протяженными швами, наплавляемыми в шах- матном порядке электродами типа Э46, Э46А диаметром 4—5 мм или механизированным способом в среде СО2 проволокой сплошного сечения марок СВ08ГА или СВ08Г2С. Парные накладки следует изготавливать из арматуры того же класса и диаметра длиной не менее 10J5 плюс величина зазора между сты- куемыми стержнями Zj (не более 0,5Jv). Кон- цы накладок должны оставаться не заваренны- ми на длину (0,5... 1 ,OtZ5) с обеих сторон. Соединение стержней диаметром не более 25 мм возможно посредством дуговой сварки внах- лестку С23-Рэ, принимая длину нахлестки ZH не менее 10tZ5. Сварку следует начинать у краев на- хлестки, отступив от них на расстояние (0,5... 1 fi)ds и направляя шов к центру соедине- ния, с заваркой кратера на расстоянии 5ds от тор- цов соединяемых стержней. Края нахлестки дол- жны оставаться не заваренными. При вертикаль- ном расположении соединяемых стержней швы накладывают в направлении снизу вверх. Ванно-шовную сварку стыковых соедине- ний типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм,
I опл l опл Рисунок 2.16 — Геометрические параметры режима контактной стыковой сварки: 1 и 2 — свариваемые арматурные стержни; 3 и 4 — электроды (губки машины); /' и Г’ — установочные длины; /’ и Г' — величины оплавления; /’ и Г' — величины осадки У У vzlUl Ч/11Л Vv xzV* D — диаметр венчика грата Рисунок 2.17— Конструкция стыкового соедине- ния типов Cl-Ко и С2-Кн С25-Мп и С26-Рс следует выполнять на удли- ненных до (4 ds + /р желобчатых остающихся скобах-накладках. Межторцовой зазор завари- вается одиночными электродами типа Э50А, Э55 диаметром 4...6 мм в зависимости от диа- метра арматуры (С15-Рс и С19-Рм) или по- рошковой проволокой марок ПП-АН11 и ПЛ- АН ЗС диаметром 2.0 мм на форсированных режимах (С14-МП и С17-Мп). Сварное соединение должно содержать на длине желобчатой накладки четыре фланго- вых шва с катетом 6—10 мм, которые выпол- няют после полного остывания основного шва в шахматном порядке, начиная от краев скобы-накладки к заваренному ранее центру стыка. Сварку под флюсом тавровых соединений Т2-Рф анкеров закладных деталей с плоскими элементами стального проката следует выпол- нять при диаметре анкера ds не более 14 мм и соотношении толщины пластины и диаметра анкера не менее 0,55. Контроль качества сварных соединений арматуры всех классов Контроль качества сварных соединений, методы испытаний и правила приемки долж- ны соответствовать требованиям межгосудар- ственного стандарта ГОСТ 10922—2012 «Ар- матурные и закладные изделия, их сварные, механические и вязаные соединения для же- лезобетонных конструкций» Москва Стандар- тинформ 2012 г. Минимальные значения временного со- противления стыковых сварных соединений должны быть не ниже приведенных в табли- це 2.8. Таблица 2.8 Класс арматуры Временное сопротивление сварных соединений, Н/мм2, не менее А240 А400 А500С, А500СП В500С 320 530 550 550 Стержни рабочей арматуры классов А400, А500С, А500СП и В500С, имеющие на длине крестообразные сварные соединения, при ис- пытании на растяжения должны иметь вре- менное сопротивление ав не ниже значений по нормативным документам (ГОСТ или ТУ) на арматурный прокат этих классов. 57
Размер принимаемой партии сварных со- единений должен соответствовать требовани- ям ГОСТ 10922-2012. При операционном и приемочном контро- ле технические требования к сварным арма- турным конструкциям, порядок отбора образ- цов, их конструкция и методы испытаний дол- жны соответствовать ГОСТ 10922—2012. Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений следует выполнять в соответствии с требованиями проектной документации и СП 70.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 3.03.01- 87) и ГОСТ 10922—2012. В случае невозмож- ности или нецелесообразности проведения механических испытаний сварных соединений на образцах, отобранных непосредственно от изделий или конструкций, допускается прове- дение испытаний образцов — свидетелей, из- готовленных тем же сварщиком в идентичных условиях. Рисунок 2.18— Опрессованный стык, выполнен- ный многократным поперечным обжатием соединительной муфты с помощью переносного оборудования: а — общий ввд стыкового соединения; б — соедини- тельная муфта 2,4.8 Механические стыковые соединения В реальных объектах монолитного строи- тельства расход арматуры на её стыковку внах- лест может доходить до 50 % от массы всей ра- бочей арматуры. Для сильно нагруженных сжа- тых элементов (колонн, пилонов нижних эта- жей высотных зданий, фундаментных стоек и т.п.) насыщение сечений арматурой может быть таким большим, что само размещение в преде- лах сечения конструкции арматуры, стыкуемой внахлестку, становится проблематичным. Со- единения внахлестку затрудняют укладку и уп- лотнение бетона в конструкции, а также ухуд- шают его качество. Несоостность стыкуемых внахлестку вертикальных стержней арматуры может привести при больших нагрузках, харак- терных при чрезвычайных ситуациях, к выко- лам бетона на участках стыкуемых стержней и снижению прочности конструкций (рис. 2.5). Муфтовые соединения Для стыковки арматуры с обычными вида- ми периодического профиля применяются муфтовые соединения опрессованого (рис. 2.18) или резьбового (рис. 2.19) типа. Резьбовые муфтовые соединения целесо- образно применять для стыкования арматур- ных стержней классов А400...А600 диаметром от 12 до 40 мм Муфты для соединений этого типа изготов- ляют специализированные предприятия из Рисунок 2.19- Муфтовые резьбовые соединения арматурных стержней: а — стандартное с цилиндрической резьбой; б — позиционное с цилиндрической резьбой и контргай- кой; в — переходное с цилиндрической резьбой; г — стандартное с конической резьбой; д — переходное с конической резьбой легированной стали повышенной прочности. Обточку концов стержней и накатку на них резьбы осуществляют специальным перенос- ным оборудованием. Концы стыкуемых стержней следует заво- дить в муфту на требуемую длину, определяе- мую расчетом или опытным путем. При ис- пользовании резьбовых муфтовых соединений должна быть обеспечена требуемая по техдо- 58
кументации затяжка муфт для ликвидации люфта в резьбе. В средней части своей длины муфта долж- на быть равнопрочной стыкуемым стержням. Пластическая деформация стыкового соеди- нения при испытании на растяжение не дол- жна превышать 0,1 мм при достижении растя- гивающего напряжения в стержне 0,6 от. Соединения с помощью опрессованных муфт, длина которых зависит от эффективно- сти профиля арматуры, целесообразно приме- нять для стержней тех же классов диаметром от 16 до 40 мм при расстоянии между соседни- ми стыкуемыми стержнями не менее 50 мм. Такие муфты изготавливают с толщиной стенок 5—14 мм из стали марки Ст 10. Обжатие муфт производят сертифицированными пере- носными гидропрессами в несколько приемов (от 4 до 12 в зависимости от размера стержней). При использовании для стыков арматуры механических устройств в виде муфт несущая способность муфтового соединения должна быть равнопрочной стыкуемым стержням (со- ответственно при растяжении или сжатии). Методы контроля прочности механичес- ких соединений регламентированы ГОСТ 10922-2012. 2.5 Приемка, входной контроль качества арматуры у потребителя, маркировка, упаковка Арматурную сталь принимают партиями в соответствии массой не более 70 т. Каждая партия арматурной стали сопровождается до- кументом о качестве, где указывается номер профиля, класс прочности, химический со- став, значения временного сопротивления, предела текучести физического ат или услов- ного а0 2, относительного удлинения 65 и 5 и результаты испытания на изгиб. С целью безошибочной индентификации при входном контроле и в процессе эксплуа- тации каждый арматурный стержень должен иметь наносимую при прокатке маркировку, включающую товарный знак предприятия-из- готовителя и обозначение класса проката. Пример буквенно-цифровой маркировки при- веден на рис. 2.20. / / / / / / А500С / /- Рисунок 2.20 — Пример прокатной маркировки арматурного проката класса А500С производства ОАО «Оскольский электрометаллургический комбинат» Допускается поставка арматуры с марки- ровкой предприятия-изготовителя, которую наносят с использованием утолщений или пропусков поперечных ребер с одной сторо- ны проката. Например, начало чтения марки- ровки обозначают двумя утолщенными ребра- ми, число следующих обычных поперечных ребер до утолщенного ребра обозначает номер предприятия-изготовителя. В случае двухзнач- ного номера предприятия-изготовителя (рис. 2.21) начальное число обычных ребер указы- вает число десятков, а затем, после следующе- го утолщенного ребра — число единиц. Направление считывания маркировки Рисунок 2.21 — Пример прокатной маркировки предприятия-изготовителя номер 14 Допускаются другие виды прокатной марки- ровки, не снижающие эксплуатационные свой- ства проката и согласованные с потребителем. Прокатная маркировка, обозначающая класс прочности и наименование предприя- тия-изготовителя, на стержнях арматуры клас- са А500СП, как правило, не наносится. Кон- фигурация её профиля является легко читае- мым идентификационным признаком, запа- тентована заводом-изготовителем как про- мышленный образец и не применяется для других видов и классов арматуры. Общие правила упаковки — по ГОСТ 7566. Прутки упаковывают в связки массой от 1,5 до 15 т. По требованию потребителя масса связки не может быть менее 1,5 т. При поставке в мотках каждый моток дол- жен состоять из одного отрезка арматуры. До- пускается поставка мотков, состоящих из двух отрезков, в количестве до 10 % массы партии. Масса мотка должна быть от 0,3 до 1,5 т. Для холоднодеформированного проката класса В500С по согласованию с потребите- лем допускается поставка мотков с меньшей массой от 0,03 до 0,3 тис большей — от 1,5 до 3,0 т. Каждый моток должен быть плотно обвя- зан, количество и схему обвязок оговаривают в заказе или контракте. Каждая связка и каждый моток арматуры проката должны иметь ярлык, на котором ука- заны: - товарный знак и наименование предпри- ятия - изготовителя; 59
- номинальный диаметр арматурного про- ката, мм; - класс арматурного проката; - обозначение стандарта по которому из- готовлена арматура; - номер партии. Для арматурного проката, поставленно- го с указанием в сопроводительном докумен- те о качестве статистических показателей ме- ханических свойств, контрольных испыта- ний у потребителя допускается не произво- дить. В необходимых случаях арматурную сталь подвергают контрольным испытаниям на ра- стяжение и изгиб. Испытания проводят на растяжение по ГОСТ 12004, а на изгиб по ГОСТ 14019 на натурных образцах, отбирае- мых от каждой партии в количестве не ме- нее двух для каждого вида испытаний. При получении неудовлетворительных результа- тов хотя бы по одной из нормируемых меха- нических характеристик испытания по опре- делению данной характеристики повторяют на вдвое большем числе образцов, после чего делается окончательное заключение о каче- стве продукции. Приемка сварных соединений арматуры Размер принимаемой партии сварных со- единений должен соответствовать требовани- ям ГОСТ 10922-2012. При операционном и приемочном контро- ле технические требования к сварным арма- турным конструкциям, порядок отбора образ- цов, их конструкция и методы испытаний дол- жны соответствовать ГОСТ 10922—2012. Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений следует выполнять в соответствии с требованиями проектной документации, СП 70.13330.2012 и ГОСТ 10922-2012. В случае невозможности или нецелесооб- разности проведения механических испыта- ний сварных соединений на образцах, ото- бранных непосредственно от изделий или кон- струкций, допускается проведение испытаний образцов — свидетелей, изготовленных тем же сварщиком в идентичных условиях. 60
ЧАСТЬ III ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ЗАЩИТЫ ЗДАНИЙ ОТ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ 3.1 Концепции проектирования При проектировании ключевым принци- пом предотвращения прогрессирующего обру- шения конструкций зданий является реализа- ция комплекса технических решений их несу- щих элементов, узловых соединений и связей, гарантирующих достаточную способность си- стемы к рассеянию (диссипации) энергии от воздействия сверхнормативных усилий, воз- никающих из-за непредвиденного (аварийно- го) изменения общей конструктивной схемы, в частности, при выходе из строя отдельных её частей. Кратковременный динамический характер приложения нагрузки к несущим конструкци- ям зданий в ряде случаев может быть основ- ной причиной их прогрессирующего обруше- ния (взрывы, удары, сейсмика и т.п.) Наиболее действенными и экономичными средствами, обеспечивающими устойчивость железобетонных зданий против прогрессиру- ющего обрушения при статическом и кратков- ременном динамическом нагружении, явля- ются следующие: - использование при проектировании ра- циональных конструктивно-планировочных решений зданий с учетом возможности воз- никновения рассматриваемой аварийной си- туации; - конструктивные меры, обеспечивающие неразрезность конструкций и достаточную способность к диссипации (рассеянию) энер- гии без существенного уменьшения их обще- го сопротивления действию статических и кратковременных динамических нагрузок; - применение расчетных предпосылок и специализированных методик, а также кон- структивных решений, предусматривающих возможность пластического деформирования расчетных сечений без хрупкого разрушения по бетону, с целью перераспределения усилий в статически неопределимых конструктивных системах; - применение арматурного проката с про- филем и свойствами, обуславливающими эф- фективность совместной работы с бетоном (ус- тойчивости сжатых арматурных стержней в бетоне при достижении в нем предельных де- формаций при сжатии, прочности и энергоем- кости сцепления с бетоном в стадии пласти- ческой работы стержней при растяжении), для обеспечения развития в элементах конструк- ций и их соединениях пластических деформа- ций в запредельной стадии деформирования расчетных сечений; - использование при проектировании из- гибаемых элементов резервов несущей способ- ности, формируемых такими факторами, как влияние усилий распора, создаваемого окру- жающими конструкциями; возможность и сте- пень пластического деформирования элемен- тов в зонах их расчетных сечений, снижающе- го эффект динамичности прилагаемой внеш- ней нагрузки; использование арматуры и бе- тона повышенной прочности. Рациональные конструктивно-планировочные решения В табл. 3.1 приведены результаты двух ва- риантов выполненного в нелинейной поста- новке компьютерного статического расчета каркасных двухпролетных зданий различной этажности с регулярной структурой сетки ко- лонн и плоскими (безригельными, бескапи- тельными) многопролетными перекрытиями: - с выполнением требований СП 63.13330; - с соблюдением условий предотвращения прогрессирующего обрушения при возмож- Таблица 3.1 ^оп х/^о Расчет по I и II группам предельных состояний по СП 63.13330.2012 Расчет с учетом защиты от прогрессирующего обрушения (статика) Критические размеры сетки колонн (в метрах) при этажности здания Критические размеры сетки колонн, м 3 10 17 0,49 7,5x7,5 7,2x7,2 6,2x6,2 5,0x5,0 0,35 6,8x6,8 6,8x6,8 6,0x6,0 4,8x4,8 0,15 5,8x5,8 6,2x6,2 5,8x5,8 4,5x4,5 61
ногл разрушении средней колонны первого этажа. Расчетом определены критические разме- ры сетки колонн здания в зависимости от этажности и принятого армирования перекры- тия в опорных узлах, определяемого значени- ями £оп, при постоянстве геометрических ха- рактеристик несущих элементов, прочности бетона (В25), арматуры (А500), равномерной нагрузки (11 кН/м2) и пролетного армирова- НИЯ Йпр=0’126)- Приведенный пример дает представление о влиянии конструктивных и объемно плани- ровочных решений на технико-экономичес- кие показатели проектов монолитных много- этажных каркасных зданий, выполняемых с учетом предотвращения прогрессирующего обрушения и оцениваемых требуемым арми- рованием расчетных сечений перекрытий в зависимости от Ориентируясь на данные табл. 3.1, можно предложить рекомендации по оптимизации объемно-планировочных решений некоторых каркасных зданий разной этажности для мас- сового строительства различного, в том числе комплексного, функционального назначения (гаражи-парковки, холодильники, торговые и офисные центры, жилые дома и т.п.). Из табл.3.1 видно, что максимальные раз- меры сетки колонн каркасного многоэтажно- го здания с безригельными перекрытиями по результатам обоих расчетов возможны в слу- чае проектирования с £=0,49« ^R. Установлено, что при значениях то есть при наиболее высоких жесткостях (£7) расчетных сечений в предельной стадии их сопротивления внешней нагрузке, а, следова- тельно, при минимальном раскрытии шарни- ров пластичности, имеют место наибольшие значения коэффициентов динамичности Kdv, рекомендуемых для корректировки (увеличе- ния) статической нагрузки при кратковремен- ном аварийном нагружении [18]. Наиболее рациональным путем снижения 5, а следовательно Kdv безригельного перекры- тия является увеличение плеча внутренней пары сил расчетных сечений в приопорных зонах (расстояние между центрами, тяжести растянутой арматуры и сжатого бетона) путем использования капителей колонн. В табл. 4.2 приложения 4 приведены ре- зультаты нелинейного статического расчета монолитного железобетонного безбалочного перекрытия 5-и этажного гаража размером в 62 плане 37,5x37,5 м с регулярной сеткой колонн 7,5x7,5 м. В данном случае оценивались различные варианты капительного исполнения надко- лонной части перекрытия. По результатам расчета можно видеть, что увеличение высоты надколонной части пере- крытия за счет увеличения высоты капители со 100 до 300 мм привело к увеличению расхо- да бетона при размерах капители 1,5x1,5 м по всему перекрытию на 6,3 % при снижении рас- хода арматуры на 26 %. Так как £ на опоре и в пролете в последнем варианте конструирова- ния не превышает 0,15, коэффициент дина- мичности близок к единице, и в расчетах на прогрессирующее разрушение при динамичес- ком характере аварийных нагрузок его учет не приведет к значительному увеличению арми- рования. Из результатов расчетов можно заключить, что изменением конструктивной схемы кар- касного здания и его перекрытия может быть достигнуто значительное снижение расхода арматуры и стоимости, то есть цель оптималь- ного проектирования выполняемого с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния. Каркасные здания с плоскими (безбалоч- ными, бескапительными) перекрытиями, с выполнением требований по предотвращению прогрессирующего обрушения от аварийных динамических нагрузок, рекомендуется проек- тировать с сеткой колонн до 6,0x6,0 м и высо- той до 10 этажей. При больших размерах сетки колонн и этажности здания следует проектировать без- ригельные перекрытия включающие в при- опорных зонах капители колонн (пилонов) с проверкой расчетом на прогрессирующее об- рушение. Для обеспечения безопасности многоэтаж- ных каркасных зданий повышенной степени ответственности следует преимущественно ис- пользовать балочные системы перекрытий, в том числе с применением балок-стенок. Возможны смешанные конструктивные решения несущего остова зданий повышенной этажности, например, в пределах трёх нижних этажей (включая подземные) применить кар- касную схему, и стеновую схему в вышележа- щей части. В этом случае в нижней части для удобства размещения гаражей-стоянок, торговых и офисных помещений целесообразно и допус-
тимо принятие сетки колонн без капителей до 6,2x6,2 м, а с капителями до 7,5x7,5 м. В верх- ней жилой части здания основные несущие стены следует преимущественно располагать по осям сетки колонн нижних этажей. Возможно иное расположение несущих стен верхних этажей при конструктивных ре- шениях, обеспечивающих передачу нагрузки на стены и колонны нижних этажей здания посредством балок или балок-стенок (кроме зданий, проектируемых на сейсмические воз- действия). Дополнительную жесткость в этих конст- руктивных решениях создают ядра жесткости из монолитных несущих стен, ограничиваю- щих лифтовые и лестничные коммуникацион- ные узлы здания. Неразрезность конструкций и эффективная арматура Высокая устойчивость против прогресси- рующего обрушения достигается неразрезно- стью несущих железобетонных конструкций зданий как сборных, так и монолитных. В сборных конструкциях с помощью свар- ных и механических соединений отдельных элементов обеспечивается неразрезность пе- рекрытий по длине, стоек (колонн, пилонов) и стен по высоте. При этом соединения сбор- ных элементов между собой и с монолитными конструкциями, препятствующие прогресси- рующему обрушению зданий и обеспечиваю- щие неразрезность конструктивной системы, должны проектироваться неравнопрочными соединяемым частям системы. Элемент, функция которого в предельном состоянии, связана с развитием наибольших пластических деформаций соединения, дол- жен иметь наименьшую прочность перехода в область неупругой работы. Для выполнения этого условия рекомендуется рассчитывать все элементы соединения (кроме наиболее плас- тичного) таким образом, чтобы они обеспечи- ли сопротивление в 1,5 раза превышающее несущую способность пластичного элемента. Например, анкеровка закладных деталей и прочность сварных соединений должны обес- печить восприятие в 1,5 раза большего усилия, чем расчетная несущая способность самой свя- зи (пластины, стержня и т.п.). Необходимо строго контролировать исполнение проектных решений пластичных элементов, обеспечива- ющих требуемую пластическую работу соеди- нения, так как их замена менее прочными не- допустима и опасна. В монолитных железобетонных зданиях ус- тойчивость против прогрессирующего обру- шения обеспечивается неразрезностью части расчетной арматуры главных несущих конст- руктивных элементов (колонн, стен, перекры- тий) как по горизонтали, так и по вертикали. В этом случае «живучесть» здания, т.е. спо- собность его конструктивной системы к дис- сипации энергии за счет перераспределения усилий, в основном обеспечивается свойства- ми арматуры и конструированием армирова- ния расчетных сечений элементов. Эффективная работа арматуры, препят- ствующая развитию процесса прогрессирую- щего обрушения, возможна лишь при условии достаточной пластичности стержней при рас- тяжении в предельном состоянии. Для этого необходимо, чтобы после дости- жения в арматурном стержне максимального усилия он не выключался из работы, продол- жая пластично деформироваться вплоть до уд- линений порядка нескольких миллиметров при не снижающемся растягивающем усилии и без потери сцепления с бетоном [17]. Соответствующие экспериментальные ис- следования были выполнены в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева по сопоставлению прочности и деформативности сцепления с бетоном стер- жней классов А500 и А800 с разными видами профилей поверхности при вытягивании из призм и массивов из бетона разной прочнос- ти, а также испытания на изгиб балок при раз- рушении по нормальному и наклонному сече- ниям [24, 25]. Результаты испытаний продемонстрирова- ли эффективность нового вида профиля с че- тырехсторонним расположением чередую- щихся подлине стержня серповидных и полу- серповидных ребер применительно к армату- ре класса А500, наиболее массового использу- емой в строительстве. Производимая с этим профилем арматура, классифицируется как А500СП. Проведенные исследования позволи- ли рекомендовать арматуру класса А500СП как предпочтительную для железобетонных кон- струкций зданий, проектируемых с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния, а также возводимых в сейсмических рай- онах [26]. Конструкции, проектируемые с учетом аварийных нагрузок при наиболее опасной 63
схеме локального разрушения рассчитывают- ся только по несущей способности. Поэтому с целью снижения расхода арматуры, целесооб- разно применение её с более высокой прочно- стью, классов А500, А600 и А800. Данная арматура имеет деформации, соот- ветствующие условному пределу текучести (о0 2), превышающие предельные деформации бетона при сжатии, что, при достаточном по- перечном армировании, позволяет сохранять устойчивость сжатых стержней в бетоне и ис- ключить его преждевременное разрушение при запредельных аварийных нагрузках. 3.2 Принципы расчета монолитных железобетонных конструкций с учетом свойство арматуры и динамики нагружения 3.2.1 Основные положения Монолитные здания имеют ряд особенно- стей по сравнению со зданиями сборной кон- струкции, связанных с «более свободными» архитектурно-планировочными решениями, широким шагом стен или колонн, решения- ми несущих перекрытий (покрытий) и ограж- дающих конструкций и т.п. Это обуславливает специфику расчета монолитных зданий на ус- тойчивость против прогрессирующего обруше- ния (ПР) при чрезвычайных ситуациях [17]. Обеспечение противодействия прогрес- сирующему обрушению необходимо для всех возводимых зданий и сооружений. В зданиях третьего уровня ответственности высотой ме- нее 5 этажей до настоящего времени не требо- валось расчета сопротивления ПР, в этом слу- чае достаточным считается использование ре- комендуемых для защиты от ПР конструктив- ных мероприятий. Задачами расчета на устойчивость против прогрессирующего обрушения могут быть: - оценка несущей способности и «живуче- сти» готовых проектных решений, еще не по- строенного или уже возведенного здания или сооружения; - проектирование новых зданий и соору- жений с учетом конструктивных мер, обеспе- чивающих их защиту от П Р при чрезвычайных ситуациях. Желательно, чтобы методики расчета, применяемые в том и другом случаях, были единообразны и понятны пользователям. Они должны иметь принципиальные осно- вы, отвечающие физической сущности де- формирования железобетонных конструк- ций в предельной стадии при чрезвычайных ситуациях, подтвержденные данными экспе- риментов. Из числа существующих методик расчета при оценке устойчивости монолитных жилых зданий против прогрессирующего обрушения рекомендуется использовать сертифицирован- ные в России компьютерные программы, по- зволяющие рассчитывать здания в простран- ственной постановке методом конечных эле- ментов (SKAD, Лира, STARK-ES и др.). Расчетную модель предпочтительнее пред- ставлять в виде системы пластинок (с проема- ми или без них), моделирующих стены, диаф- рагмы, пилоны и перекрытия, и стержней, мо- делирующих колонны, а также, при необходи- мости, ригели и балки. Элементы между собой должны быть со- единены связями, прочность которых эквива- лентна прочности фактических связей. Кроме того, модель может учитывать эле- менты, которые при нормальных условиях эк- сплуатации не являются несущими (например, навесные наружные стеновые панели, железо- бетонные ограждения балконов и т.п.), но при наличии локальных воздействий могут актив- но участвовать в перераспределении нагрузки. Модель здания должна быть аналитически оценена на основные силовые воздействия при всех рекомендуемых схемах возможного ло- кального разрушения конструкций. В соответствии с рекомендациями [17] рас- чет устойчивости зданий необходимо произ- водить на особое сочетание нормативных на- грузок, включающих постоянные и длитель- ные, а также (при наиболее опасной схеме ло- кального разрушения) — от нагрузки одного из гипотетических воздействий. Величины деформаций и ширины раскры- тия трещин не регламентируются. Расчетные прочностные и деформационные характерис- тики принимаются равными их нормативным значениям согласно действующим нормам проектирования железобетонных конструк- ций с учетом коэффициентов условий работы (коэффициентов динамического упрочнения бетона при сжатии (yftcv) и арматуры при рас- тяжени (yvv) и и сжатии (y5CV). В известных современных расчетных ком- плексах физическая нелинейность, обеспечи- вающая наибольшую точность расчетов и эко- номию материалов, учитывается двумя спо- 64
собами: введением нелинейных диаграмм де- формирования материалов (Лира, SKAD, ANSYS, COSMOS, NASTRAN и др.); или же введением диаграмм деформирования конст- рукций в виде пластических шарниров (SAP 2000, ETABS и др.). Принимая во внимание приведенные выше расчетные допущения, следует отметить, что их использование может при определенных условиях (например, небольшие пролеты плит, балок, перекрытий; высокая жесткость ко- лонн, пилонов, стен) обеспечить положитель- ные результаты расчета при отсутствии или минимальном увеличении расхода материалов (бетона и арматуры). Приведенные в таблице 3.1 данные пока- зывают, что для монолитного каркасного зда- ния высотой до 10 этажей включительно с сет- кой колонн 6x6 м с безригельным плитным перекрытием, запроектированным согласно требованиям 1-й и 2-й групп предельных со- стояний по СП 63.13330.2012, не требуется до- полнительных мероприятий по усилению кон- струкций. При больших размерах сетки колонн появ- ляется необходимость в усилении конструк- ций при высоте здания более 5 этажей. Из этого следует, что при высоте свыше 5 этажей для каркасных зданий с сеткой колонн более 6x6 м безопасность в отношении про- грессирующего обрушения конструктивных решений, выполненных согласно положени- ям СНиП, должна быть подтверждена допол- нительной расчетной проверкой. Практически, при проектировании всех мо- нолитных каркасных зданий повышенной этаж- ности (более 10 эт.) с сеткой колонн более 6x6 м необходимо производить расчетную проверку их устойчивости против прогрессирующего обру- шения. Степень возможного при этом удорожа- ния строительства будет зависеть от эффектив- ности принятых на стадии проектирования кон- структивных решений, в первую очередь, каса- ющихся армирования несущих конструкций. Приведенные в табл. 3.1 критические зна- чения размера сетки колонн могут быть уве- личены посредством применения при проек- тировании следующих приемов: - совершенствование расчетной модели, например, путем использования эксперимен- тально обоснованных видов расчетной диаг- раммы деформирования арматуры (двухли- нейной с наклонным вторым участком, трех- линейной или криволинейной); - учет возможности перераспределения усилий за счет предельно допустимого раскры- тия шарниров пластичности в расчетных се- чениях; - учет положительного влияния распора на несущую способность перекрытия; - увеличение высоты перекрытий в опор- ных зонах (устройство капителей и т. п); - применение бетона и арматуры более вы- сокой прочности. Проверка конструкции здания на устойчи- вость против прогрессирующего обрушения производится на основании сопоставления усилий в отдельных конструктивных элемен- тах, полученных из расчета, с предельными усилиями, которые могут быть восприняты этими элементами, т.е. при соблюдении усло- вия F<S, где F и 5, соответственно, усилие в конструктивном элементе и его несущая спо- собность, найденные с учетом приведенных выше указаний. Конструкции, не отвечающие этому усло- вию, должны быть усилены дополнительным армированием либо посредством увеличения размеров сечения элементов. В случае обеспечения пластической рабо- ты конструктивной системы в предельном со- стоянии расчет может быть произведен кине- матическим методом теории предельного рав- новесия [17]. Этот метод может быть успешно использо- ван, в основном, при регулярной планировоч- ной структуре здания, так как в этом случае схемы мест расположения пластических шар- ниров достоверно установлены как теорети- чески, так и экспериментально. В нерегуляр- ных конструктивных системах, где достовер- ность предполагаемых схем расположение пластических шарниров проблематична, ука- занный метод может привести к серьезным погрешностям в результатах расчета. Рекомендуемые отечественные методики расчёта зданий с учетом защиты от прогрес- сирующего обрушения практически не учиты- вают в прямом виде динамического характера аварийных нагрузок, что может привести к переоценке несущей способности конструк- тивных элементов и катастрофическим по- следствиям. Программные комплексы SKAD, Лира, STARK-ES успешно решают динамические задачи только в упругой постановке, что мо- жет приводить к значительному перерасходу материалов (арматуры). Для оценки динами- 65
ческого эффекта в расчетах конструкций целесообразно использовать коэффициент динамичности, учитывающий степень пла- стического деформирования конструкции, зная который можно получить достаточно достоверные данные на базе статического расчета. 3.2.2 Предельные состояния Проектирование железобетонных конст- рукций при обычных статических воздействи- ях основано на требованиях предельных состо- яний: - первой группы (по полной непригод- ности к эксплуатации вследствие потери не- сущей способности); - второй группы (по непригодности к нормальной эксплуатации вследствие наруше- ния требований по трещиностойкости и появ- ления недопустимых деформаций). При многих техногенных чрезвычайных ситуациях (взрывы различных веществ, удары и т.п.) возникают особые динамические на- грузки, интенсивность которых может значи- тельно превосходить несущую способность конструкций и поэтому возможны их разру- шения. В рассматриваемой ситуации целесооб- разно введение в нормативной документации критерия — аварийное предельное состояние. Согласно этому предельному состоянию для отдельных конструкций ставится требование по исключению обрушения. Для зданий и сооружений, в целом, вводят- ся требования по обеспечению живучести и ус- тойчивости против прогрессирующего разру- шения. При этом в конструкциях допускают- ся местные пластические деформации, не при- водящие к их обрушению. Поэтому аварийное предельное состояние определяется через зна- чения предельных деформаций (прогибов, кривизн), которые достигаются при последо- вательном деформировании в упругой и плас- тической стадиях. Расчет конструкций, подвергающихся ин- тенсивным динамическим нагрузкам, ведется по первой группе предельных состояний для обеспечения их эксплуатационной способно- сти или сохранности (рис. 3.1): - при возникновении остаточных деформа- ций (предельное состояние 1а); - от потери несущей способности конст- рукций (предельное состояние 16). м О <35 eld 35/ 1 — с арматурой класса А400; 2 — с арматурой класса А500, А600, А800 Рисунок 3.1 — Диаграмма момент-кривизна М-ае и предельные состояния железобетонных конст- рукций Для конструкций, рассчитываемых на дей- ствие аварийных динамических нагрузок (в час- тности на прогрессирующее обрушение), уста- навливается только предельное состояние 16, так как в этом случае могут быть допущены значи- тельные остаточные деформации и локальные разрушения при общей целостности системы. Опыты показали, что предельные состо- яния конструкций при импульсных динамичес- ких воздействиях можно характеризовать, ис- пользуя представления о деформировании кон- струкций при статическом нагружении [18]. Для не переармированных изгибаемых и внецентренно сжатых железобетонных эле- ментов, разрушающихся при значительных пластических деформациях растянутой арма- туры, предельное состояние 16 можно опре- делять на основе принципов метода предель- ного равновесия с условием предотвращения возможности разрыва арматуры. При расчете конструкций обычно вво- дятся критерии, определяющие достижение расчетного предельного состояния. Так, для конструкций при статическом нагружении они характеризуются условиями прочности (потери несущей способности). Современные методы статических и ди- намических расчетов позволяют определять прогибы или углы раскрытия в шарнирах пла- стичности. В связи с этим нормирование пре- дельных состояний при аварийных нагрузках принято основывать на величинах предельных прогибов и углов раскрытия. При этом должно соблюдаться условие: 66
где у, — значения прогиба и угла раскры- тия в шарнире пластичности, по- лученные в результате пластичес- кого расчета; ум, — предельный прогиб и предельный угол раскрытия. Определение деформаций железобе- тонных конструкций, работающих в пласти- ческой стадии, является достаточно сложной задачей. Поэтому критерии для нормирова- ния предельных состояний пластической работы сечений железобетонных элементов устанавливаются, в основном, по данным опытов. А.А. Гвоздевым [19] в результате анали- за большого числа экспериментов с железо- бетонными балочными конструкциями в 1943 г. было предложено характеризовать предельное состояние балочных конструк- ций, при котором еще не наступает разруше- ния бетона сжатой зоны, углом перелома в шарнире пластичности, величина которого в зависимости от процента армирования принималась =0,04-5-0,08. Для определения при £, > 0,018 пред- ложена формула =0,035+0,ООЗД. (3.2) Путем подстановки в формулу значений =0,04 и |/ы =0,08 получим крайние значения относительной высоты сжатой зоны бетона в сечении с трещиной (£тах=0,6 и £min=0,067), которые, в первом случае, соответствуют гра- нице переармирования во втором ог- раничивают разрыв арматуры. Углы раскрытия у характеризуют локаль- ные повреждения конструкции, и их исполь- зование позволяет проследить процесс после- довательного развития пластических деформа- ций в конструкциях. Нормирование с помощью величины рас- крытия угла в шарнире пластичности можно применять для изгибаемых и внецентренно сжатых конструкций (арки, рамы). В ряде исследований предлагалось харак- теризовать предельное состояние изгибаемых железобетонных конструкций отношением предельного прогиба к пролету. Для железобе- тонных балок с коэффициентом армирования менее 0,02 рекомендовалось принимать эту величину равной 1/32. Широкое распространение получил спо- соб, согласно которому предельное состояние балочных конструкций характеризуется коэф- фициентом пластичности по прогибам К равным отношению полного прогиба к пре- дельному упругому, соответствующему момен- ту достижения арматурой физического или условного предела текучести [18]. Более универсальным подходом, особенно при решении задач статически неопределимых конструктивных систем зданий, является ис- пользование в качестве критерия для оценки предельного состояния железобетонных кон- струкций коэффициента пластичности по кривизне К ш [21 ] в наиболее нагруженных (на- пряженных) сечениях изгибаемых и внецент- ренно сжатых элементов (рис. 3.1): Kpld ~ Ж eld' (3.3) где ае ud — предельная кривизна железобетон- ного элемента в сечении с трещи- ной, соответствующая началу раз- рушения бетона сжатой зоны при динамическом нагружении (£<£&/); &eld — кривизна железобетонного эле- мента, соответствующая достиже- нию напряжениями в растянутой арматуре условного предела теку- чести при динамическом нагруже- нии, в том числе и для элементов, армированных сталью с площад- кой текучести. Похожие подходы для оценки общей пла- стичности конструкций, обеспечивающей должный уровень диссипации (рассеяния) энергии динамического воздействия при сей- смическом ударе и предотвращающей про- грессирующее обрушение рекомендованы для проектирования по Европейскому стандарту EN8 1998-1-1:2004 «Проектирование сейсмо- стойких сооружений — Часть 1. Общие поло- жения, сейсмические воздействия и требова- ния по проектированию зданий». В соответствии с этим документом для до- стижения требуемой общей пластичности кон- струкций потенциальные области образования пластических шарниров, которые определя- ются для каждого типа конструктивных эле- ментов, должны обладать возможностью зна- чительного пластического вращения. Это ус- ловие считается выполненным, если конструк- тивно обеспечивается достаточная пластич- ность по кривизне во всех критических облас- тях основных сейсмических несущих элемен- тов, включая концевые участки колонн. 67
При этом: - не допускается местная потеря устойчи- вости при продольном изгибе сжатой армату- ры в пределах потенциальных зон образования пластических шарниров в основных сейсмос- тойких элементах (колоннах, балках, плитах); - стальная арматура, используемая в кри- тических областях основных сейсмостойких элементов, должна иметь высокое равномер- ное пластическое удлинение (Л*>5 %) и эф- иль; фективный периодический проф - отношение временного сопротивления (gb), к пределу текучести (о ) должно быть существенно выше единицы В этом нормативе вводится критерий, ха- рактеризующий пластичность — коэффици- ент пластичности по кривизне критических областей железобетонных несущих элементов (ц ). Его рекомендуется определять как отно- шение значений кривизны при запредельной прочности при 85 % от предельного сопротив- ления и кривизны, соответствующей началу пластического деформирования при условии, что не превышены предельные деформации бетона и арматуры есг и esu к. Считается, что до- статочная пластичность по кривизне во всех критических областях основных сейсмостой- ких элементов обеспечивается, если коэффи- циент |1 , как минимум, равен следующим зна- чениям: Нф = 2?0 - 1 при Т >тс, (3.4) = 1 + 2(9о -1)£ при 1 < Тс, (3.5) где qQ — базовая величина коэффициента влияния q, предназначенного для учета способности конструкций к диссипации энергии с целью сниже- ния горизонтальных сейсмических воздействий, зависящая от типа кон- структивной системы и её регулярно- сти в плане и по высоте здания. Для зданий, регулярных в плане и по вы- соте, значения qQ для конструктивных систем, относящимся к классам средней (DCM) и вы- сокой (DCH) пластичности соответственно принимаются равными: а) для каркасных систем: - одноэтажных зданий — 3,5 и 4,95; - многоэтажных однопролетных зданий — 3,9 и 5,85; б) для стеновых систем: - стеновой с несвязанными стенами — 3,0 и 4,0; - стеновой со связанными стенами — 3,6 и 5,4. 7 — основной период собственных коле- баний (первая форма); Т2 = (0,4-5-0,8) сек — период, зависящий от типа грунта. По формулам (3.4) и (3.5) вычисляются зна- чения коэффициентов пластичности по кри- визне, которые могут быть предельными ори- ентирами для проектирования сечений кри- тических зон элементов сейсмостойких зданий. Если проектные значения коэффициентов пластичности по кривизне (К расчетных се- чений железобетонных элементов, определя- емых по формуле (3.3) будут больше или рав- ны и , то здание будет обладать возможностью высокой диссипации энергии, а следователь- но, максимальной сейсмостойкостью, исклю- чающей прогрессирующее обрушение конст- рукций. Таким образом, при проектировании сейсмостойких зданий с целью обеспечения их безопасности и предотвращения прогресси- рующего обрушения, следует предусматривать выполнение условия Нф- (3.6) Адекватное армирование железобетонных не- сущих конструкций монолитных зданий во мно- гом определяет их устойчивость против прогрес- сирующего обрушения благодаря возможности перераспределения усилий за счет пластическо- го деформирования арматурных стержней. Возможность перераспределения усилий в статически неопределимых конструктивных системах монолитных железобетонных зданий повышает их приспособляемость к различным видам внешних силовых воздействий (живу- честь), которая определяется способностью к пластическому деформированию наиболее нагруженных сечений и узловых соединений элементов при исключении возможности их хрупкого разрушения по бетону. Не менее важ- ную роль играет надежность анкеровки и сты- ковых соединений арматуры. Одной из основных задач проектирования безопасных зданий из железобетона является выполнение для расчетных нормальных сече- ний балочных изгибаемых элементов требова- ния [21]: (3.7) 68
где £ ,^min, £max — значения относительной вы- соты сжатой зоны бетона, соот- ветственно, фактическое при ар- мировании по проекту, а также нижний и верхний расчетные пределы, отвечающие допусти- мым уровням пластических де- формаций растянутой арматуры при статических или аварийных динамических нагрузках. При статическом нагружении t _ _ '^Ьт ‘.. /3 g) min KplRs + Es^,W2Kpl+4m^ _ 0,002 . гЬт ~ m > где 1—® (3.9) 1,1 со = 0,85 - 0,006АЛ > 0,5; (3.10) Кр1 — предельно допустимый коэффициент пластичности исключающий разрыв арматуры ь'' ^52 * S . Р‘ ~ Rs +0,002Es ’ (311) £j2 — предельные относительные деформа- ции арматуры, при статическом нагру- жении по СП 63.13330.2012 е52=0,025. При динамическом характере нагрузки для определения £min d используют те же формулы (3.8-ь3.11), но в которых расчетные значения сопротивления арматуры и бетона принима- ются равными нормативным значениям, ум- ноженным на коэффициенты динамического упрочнения (yyv) для арматуры и (ybv) для бето- на, a £S2~£S2d =0,05 для арматуры класса А400, А500 и 0,025 для В400 и В500 (табл. 3.2). Фактические значения расчетной относи- тельной высоты сжатой зоны бетона в данном случае определяют также с учетом коэффи- циентов динамического упрочнения арматуры и бетона, приведенных в табл. 3.2. В табл. 3.3 приведены расчетные характери- стики арматуры и результаты вычисления зна- чений где минимальные проценты армирования ра- стянутой арматуры вычислены с учетом мак- симально допустимых пластических деформа- ций арматуры и бетона в расчетных сечениях при £min /*0 2а' (а' — расстояние от центра тя- in,d И Minin(min,d) 1 ^min(min,d) in’ Таблица 3.2 Значения коэффициентов динамического упрочнения арматуры и бетона Материал Усилия Коэффици- ент динами- ческого упрочнения Без армату- ры в сжатой зоне С арматурой в растянутой и сжатой зоне, классов А400 А500 (А500С и А500СП) А600 А800, А1000 Арматура Растяжение 1 1,16 1,1 1,05 1,0 Сжатие ^sev 1,1 1,1 1,0* 1,0 Бетон Сжатие ^bsv 1,2 1,1 1,2 1,2 1,2 * . = 550 мПа. sea Таблица 3.3. Расчетные характеристики для арматуры класса прочности 500 МПа Расчетные характеристики Классы арматуры A500 B500 Rsn, МПа 500 500 £s2^s2d 0,025/0,05 0,025 К./К.. pl! pla 5,56/10 5,56 E . /Ц. . , % ^min' “nun’ B30 0,11/0,48 0,11/0,48 B40 0,095/0,55 0,095/0,55 B50 0,084/0,6 0,084/0,6 ^min,d/14nin,d, % B30 0,054/0,24 0,11/0,48 B40 0,045/0,26 0,095/0,55 B50 0,038/0,27 0,084/0,6 <0,35/0,2 <0,35 69
жести сжатой арматуры до верхней грани эле- мента). Приведенные в этой таблице минимальные значения ^п(т!пЛ и могут быть ис- пользованы в качестве ориентиров при расче- те железобетонных элементов конструктивных систем зданий, армированных стержнями классов А500 и В500 при различных видах на- гружения. £тах и £max,d — рекомендуемый для проек- тирования верхний предел относительной вы- соты сжатой зоны бетона; при статических и динамических аварийных нагрузках принима- ется )so,75 что соответствует рекомендациям Еврокода2 (EN 1992-1-1:2004). При расчете конструкций на кратковре- менные динамические нагрузки следует учи- тывать значения коэффициентов динамично- сти Kdv, с помощью которых динамический расчет можно привести к статическому. Для расчетов каркасных зданий на прогрес- сирующее обрушение в МГСУ предложена фор- мула для определения для балочных моно- литных, защемленных на опорах элементов в за- висимости от коэффициента пластичности как по прогибам, так и по кривизне (3,12): тг — & рМ ' " «1,: <3|2> где с — коэффициент, зависящий от этажно- сти здния. Минимальные значения Kdv принимают для зданий высотой до 10 этажей (с =0); для 25-этажного здания с — 0,25, а для 35-этажно- го с = 0,5. Промежуточные значения Kdv можно вы- числять по линейной интерполяции. Макси- мальное значение Kdv = 2 будет при отсутствии пластических перемещений (для полностью упругой системы), а следовательно при мини- мальных пластических деформациях в расчет- ных сечениях (предпосылка хрупкого разру- шения по бетону). Предельное значение коэффициента пла- стичности расчетных сечений К ld, соответ- ствующее их геометрическим размерам и ар- мированию, определяемое из условия дости- жения бетоном сжатой зоны предельной отно- сительной деформации £bmd, можно найти по формуле (3.13), полученной с использовани- ем гипотезы плоских сечений. jz _^bmd ' ^эе/) /а i-ix *pld~ р И Л и ’ (3.13) Ksd ’SdV где - относительная высота сжатой зоны бетона при достижении в растяну- той арматуре физического (от) или условного (о0 2) предела текучести. = ~аН + 7(ац)2 + 2ац, (3.14) где Коэффициент пластичности по кривизне К ld также можно найти по формуле (3.15), вы- веденной с использованием гипотезы плоских сечений, формулы (3.3) и ряда эмпирических зависимостей, принимая значения коэффици- ентов полноты эпюры по формуле (3.10) при ® = со d, ^е1= 0,11+0,5£ для £ = < 0,25 [21] и ^bm= Zbmd> котоРые ВЫЧИСЛЯЮТСЯ С уЧвТОМ КО- эффициентов таблицы 3.2: P'd~ U^+0,002£s) ‘ (3.15) На рис. 3.2 приведена графическая зависи- мость от Кр1 и построенная по форму- лам (3.12 и 3.15) при с = 0. Очевидно, что при > 0,25 резко увеличи- вается коэффициент динамичности К^. Это не выгодно из экономических соображений, так как проектирование сечений таких железобе- тонных элементов с учетом динамического ха- Рисунок 3.2 — Зависимость от К ld и 70
рактера силового воздействия приводит к зна- чительному увеличению расхода арматуры и бетона. Таким образом, при проектировании сече- ний железобетонных элементов, рассчитыва- емых на кратковременные динамические на- грузки, целесообразно ориентироваться на значения <0,25, что согласуется с рекомен- дациями Еврокода для конструкций, способ- ность к пластическому деформированию ко- торых может быть признана удовлетворитель- ной без специальной проверки. На рис. 3.3 приведены результаты опытов по определению предельных значений коэф- фициентов пластичности К t [18]. Здесь также приведены результаты расчета по формулам (3.13) и (3.15). Рекомендуемые предпосылки расчета же- лезобетонных конструкций с целью предотв- ращения прогрессирующего обрушения, пре- дусматривают значительное пластическое де- формирование их расчетных сечений. Для этого должна быть обеспечена высо- кая надежность анкеровки арматуры в мес- тах её обрыва или стыкования, особенно на опорных и срединных пролетных участках, то есть в зонах действия максимальных из- гибающих моментов или перерезывающих сил. Наиболее эффективным является способ непрерывного армирования железобетонных статически неопределимых элементов (балок, плит). 3.2.3 Учет влияния распора Рисунок 3.3 — Опытные величины предельных значений К . [18] и расчетные значения Kpld по формулам (3.13; 3.15) для железобетонных балок (Л= 10-5-20 см, 1= 2 м) при различных коэффици- При проектировании целесообразно учиты- вать дополнительные факторы, способствую- щие увеличению несущей способности железо- бетонных элементов здания. Так, известно, что несущая способность железобетонных изгиба- емых элементов, работающих с распором, вос- принимаемым за счет их взаимодействия с ок- ружающими конструкциями, при статических и кратковременных динамических нагрузках может быть значительно выше несущей способ- ности элементов работающих без распора. Уравнение равновесия изгибаемого эле- мента, работающего с распором, можно пред- ставить в виде MQ=Mr + MH, (3.16) ентах армирования ц: 1 — средние из опыта; 2 — расчетные по формуле (3.15) при Я^ЗООМПа и /?м=30МПа; 3 — по формуле (3.13) с £./=350 10~5; 4 — по формуле (3.13) с е. . =300-10-5; 5 — по формуле (3.13) с zbmd =250-10-5 Видно, что с увеличением ц предельное от- ношение опытных прогибов уменьшается от Я^=1(Ы2 при ц = 0,5 % до Кр1- 3 прир = 2,5 %. В результате сопоставления результатов расчета по формуле (3.13) и (3.15) с результа- тами опытов можно рекомендовать для прак- тического использования формулу (3.15), а также формулу (3.13) с zbmd =250-10-5, предпоч- тительно при ^>0,15. При меньших значени- ях формула (3.13) дает завышенные по срав- нению с опытом результаты расчета К ld и, сле- довательно, низкие значения Kdv по формуле (3.12), что недостаточно осторожно для слабо армированных железобетонных элементов. где — эквивалентный статический момент от внешней нагрузки для балочного элемента с распором; Л/т — пролетный предельный момент, обусловленный армированием; Л/н — момент от действия усилия реакций распора, прилагаемого на уровне ра- стянутой арматуры относительно центра тяжести сжатой зоны бетона: М= H(ho-f-O,5^ho); (3.17) f— прогиб в предельной стадии работы изгибаемого элемента, работающего с распором (3.18) где 5 — коэффициент, учитывающий схему загружения; 71
У pl (3.24) ’ 01” ^0 7/^^пост^~ 1^длит)’ (3.25) д= 0,5/ ’ max > (3.20) (3.21) fR — прогиб no (3.18) при fy=^R, ^R — граничная высота сжатой зоны бетона; л _ max ' I где #пост и <7Щ1ИТ — величины нормативных на- грузок; у,— коэффициент надежности по нагрузке; =0,95— коэффициент для длитель- ных нагрузок при их особом сочетании. Расчет балок (3.22) Д2 — податливость (перемещения) примыка- ющих конструкций при действии на них max (3.23) Учет влияния распора на несущую способ- ность изгибаемых элементов при кратковре- менном динамическом нагружении произво- дится также по приведенной методике, но с учетом коэффициентов динамического упроч- нения бетона и арматуры у^ и ybv и коэффици- ента динамичности Kdv, зависящего от и К. (рис. 3.2). Учитывая наличие в опорных сечениях статически неопределимых балок максималь- ных изгибающих моментов, расчет начинает- ся с оценки возможностей сопротивления этих сечений прогрессирующему разрушению с учетом динамики воздействия. 1. Определяем относительную величину сжа- той зоны опорного сечения балки у крайней опо- ры с учетом динамического характера сопротив- ления материалов при нагружении по формуле 3.3 Методика расчета прочности изгибаемых железобетонных элементов монолитных каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения Расчет производится в два этапа. Этап 1. Выполняется расчет здания на ста- тические нагрузки, определяются геометри- ческие параметры сечений несущих элементов (колонн, балок) и их армирование, необходи- мое для выполнения требований первого и второго предельных состояний по СНиП. Этап 2. Производится расчет прочности несущих элементов здания при различных ва- риантах разрушения конструкций, с учетом динамического характера нагружения. Опре- деляются меры по обеспечению несущей спо- собности конструкций в целях предотвраще- ния их прогрессирующего разрушения. Сущность расчета заключается в том, что при каждом варианте возможного разрушения конструкций прочность элементов повреж- денного каркаса должна быть обеспечена, а следовательно, прогрессирующее разрушение исключено, при действии эквивалентной ста- тической нагрузки: 72 t _ ^s^sd As^scd > --------<326> где As, A's b, hQ — площадь растянутой и сжа- той арматуры, ширина и по- лезная высота сечения из статического расчета; Rbd, ^sd’ &scd расчетные значения сопротив- ления бетона и арматуры при динамическом нагружении. „ а При — < Е. й0 2а -—, вместо подставляем "0 2а (3.27) &scd *scd = Д™ Rsd 0 Rscd Rbd^ (3.28) и ascd=0; для M= U-0Xd)RMbt$ ^min.d — ПО формуле (3.8). 2. По графикам на рис. 3.2 при определен- ном значении находятся коэффициент пла- стичности расчетного сечения балки К ld и ко- эффициент динамичности по нагрузке Kdv. Эти же коэффициенты можно определить по фор- мулам (3.12; 3.15 или 3.13 и 3.14).
3. Выполняется корректировка нагрузки по формуле (3.24). 4. Общее требование расчета заключается в выполнении условия Мн = -fd0,5Л/^ (3.38) где/^ по (3.18) при по (3.19) с Rsd, Rxd и RM. Тогда ^ud ~ (3.29) Значение предельной нагрузки qMt/, кото- рую может выдержать конструкция, вычисля- ется по формуле для неразрезных балок с оди- наковыми пролетами /f. 4ud=^;{Mud +Mud (3.30) где — пластический момент в сечении над удаленной колонной балки; Мsf — пластический момент в опорном сечении балки у крайней колон- ны; 1=21 р 5. Определяется значение пластических моментов _ 8 Qud ~~ -2 7. В случае невыполнения условия (3.29) при qud по формуле (3.39) вычисляется тре- буемый момент сопротивления в сечении балки над разрушенной колонной: (3.40) 8. Площадь требуемой растянутой армату- ры (As) над разрушенной колонной определя- ется расчетом по традиционной методике с использованием формул и вспомогательных таблиц. 9. При увеличении сечения балки или из- iAsup),(sp) = Jvlud ^(14),5^) R^hJ+R^ (3.31) менении армирования в опорном сечении у крайней колонны следует заново произвести расчет по пп. 1-*-8. где ^d— по формуле (3.26). 6. Если условие (3.29) не выполняется, то h 1 следует учесть влияние распора Н при7>зо на увеличение несущей способности балки. Для этого определяют для сечения балки над 3.4 Методика комплексного нелинейного расчета железобетонных конструкций безбалочных перекрытий каркасных зданий с целью предотвращения прогрессирующего обрушения удаленной колонной "тахД=^Л(3-32) max.J ’ (3.33) где и ./ _ maxzZ * _. bhEb ’ (3.34) (3.35) податливость (перемещения) примы- кающих конструкций (колонн, обвя- зочных балок, стен) при действии на них max.а ^Ebmd^d. h&Rd (3.36) ^Rd ~ граничная высота сжатой зоны бе- тона при динамическом нагружении, к. _________^bmd ^d Es______ Rsd + Es(0,002 + £.bmda>dy (337) Оптимальное проектирование зданий из железобетона предусматривает, в первую оче- редь, рациональную минимизацию расхода бетона и арматуры при их возведении. При этом должна быть обеспечена достаточная на- дежность сооружений при действии всех ви- дов нагрузок в стадии строительства и эксплу- атации. Основными факторами, определяю- щими экономичность принимаемых конст- руктивных решений, являются использование эффективных строительных материалов (бето- на, арматуры) и методов конструирования и расчета, наиболее полно отражающих действи- тельное состояние конструкций. Перераспределение усилий в железобетон- ных статически неопределимых конструкциях обуславливается неупругими деформациями бетона и арматуры, образованием трещин в бе- тоне, вызывающих изменение жесткостных ха- рактеристик расчетных сечений при нагруже- нии, а следовательно, физическую и геометри- ческую нелинейность конструктивных систем. Установлено, что учет физической и гео- метрической нелинейности при оценке несу- щей способности и эксплуатационной пригод- fRd ~ 73
ности зданий возможен путем использования итерационных способов расчета, где жесткость сечений на каждой данной итерации выража- ется через усилия и параметры напряженно- деформированного состояния, полученного на предыдущей итерации. В этом случае рас- чет железобетонных несущих конструкций зданий как единых геометрически и физичес- ки нелинейных систем сводится к определе- нию внутренних усилий в системе при после- довательном увеличении нагрузки вплоть до выполнения одного из заданных критериев исчерпания несущей способности конструк- ций, обусловленных СНиП. Помимо выполнения требований по безо- пасности и эксплуатационной пригодности, при статическом действии нагрузок, предус- мотренных общими условиями эксплуатации, к современным зданиям из железобетона предъявляются требования по обеспечению устойчивости против прогрессирующего обру- шения, которое может произойти в результате локальных разрушений конструктивных эле- ментов при возникновении аварийных и иных чрезвычайных ситуаций. Так как разрушение колонны, стены или перекрытия здания может быть мгновенным (взрыв), эксплуатационная статическая на- грузка в расчетах на прогрессирующее обру- шение должна приниматься как динамическая нагрузка, определяемая по методике изложен- ной выше. Как уже указывалось ранее, в практике проектирования железобетонных изгибаемых элементов зданий с учетом защиты от прогрес- сирующего обрушения следует при армирова- нии выполнять условие ^<0,25. Наиболее вы- годным будет армирование изгибаемого эле- мента, рассчитываемого на прогрессирующее обрушение, при £rf<0,l, но в этом случае при проверке значения К и по формуле (3.15) не должны превышать предельно допустимых зна- чений, Кpld < К pid, которые можно опреде- лять по формуле (3.11) и табл. 3.3. Расчет сечений железобетонных элементов при прогрессирующем обрушении с учетом максимально допустимой величины коэффи- циента пластичности Kpld, а следовательно, при минимально возможном коэффициенте дина- мичности по нагрузке Kdv, можно выполнять по формулам (3.41) (3.42). Здесь не учитыва- ется работа сжатой арматуры, так как при d высота сжатой зоны х меньше 2а'. = ° - 0^min.J’ (3-4I) д _ ^bd ттл! s~ n -Rsd (3.42) rae Mud - момент от эквивалентной стати- ческой нагрузки М .= К,Ми при Криг Крм min.J ав И °т(0,2) минимальная относительная вы- сота сжатой зоны бетона, соответ- ствующая максимально допусти- мым пластическим деформациям растянутой арматуры, определяе- мая по формуле (3.8), с её коррек- тировкой на динамический харак- тер нагружения, или по табл. 3.3. n - коэффициент, учитывающий ра- боту арматуры при напряжениях выше физического или условного предела текучести (ц < 2)); нормируемые величины времен- ного сопротивления и физичес- кого или условного предела теку- чести арматурной стали при рас- тяжении по ГОСТ 5781, СТО АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5526-2006. Для арматуры класса прочности А500 (А500С, А500СП)т|=1,1, для В500т|=1,0. Таким образом, устойчивость здания или сооружения должна быть обеспечена при ми- нимально возможных жесткостных характери- стиках сечений конструктивных элементов и их узловых соединений, соответствующих макси- мальнодопустимым деформациям бетона и ар- матуры. Критерии исчерпания несущей спо- собности в этом случае те же, что и для конст- рукций, рассчитываемых при статических на- грузках, предусмотренных обычными услови- ями эксплуатации, и отличаются только значе- ниями принятых критических величин дефор- маций бетона и арматуры, прогибов элементов системы, а также величиной раскрытия шарни- ров пластичности, углов поворота и т.п. Таким образом, методика расчета прочно- сти при оптимальном проектировании желе- зобетонных конструкций при обычном и ава- рийном нагружении может быть одинаковой. Следует лишь выбрать, какой из расчетов бу- дет приоритетным по выполнению, а следова- тельно, по назначению расчетных нагрузок, сопротивлений материалов, предельных со- 74
стояний, геометрических характеристик сече- ний элементов и их армирования. Для расчета зданий на обычные нагрузки и нагрузки, возникающие при чрезвычайных ситуациях, в настоящее время используется пространственная расчетная модель, наиболее полно отражающая действительную работу железобетонных монолитных зданий в про- цессе нагружения. В этом случае расчет зда- ния возможен только с использованием совре- менных программных комплексов. Известно, что увеличение пролета несу- щих железобетонных элементов зданий ведет к увеличению расхода бетона и арматуры. В расчетах на обычные виды статических нагру- зок (при заданной величине пролета конст- рукций) определяющим фактором по расхо- ду арматуры и назначению геометрических характеристик сечений перекрытий является ограничение ширины раскрытия трещин и прогибов. В особенности это проявляется при расче- тах с учетом физической и геометрической не- линейности. В этом случае деформации рас- тянутой арматуры значительно меньше их пре- дельных значений, так как они ограничивают- ся допустимой шириной раскрытия трещин, а деформации бетона могут быть равными пре- дельным только в сечениях, в которых расчет- ная относительная высота сжатой зоны не ниже ее граничного значения (£, > £Л). В разделе 3.1 показано, что в каркасных мо- нолитных железобетонных зданиях с безбалоч- ными перекрытиями при превышении опре- деленных размеров сетки колонн (табл .3.1) для назначения площади армирования определя- ющим является расчет на устойчивость против прогрессирующего обрушения. При максимально возможном армирова- нии сечений, когда £>= £Л=0,49, и превышении указанных размеров сеток колонн становится необходимым либо увеличение высоты пере- крытий, соответственно увеличивающее его массу, либо изменение конструктивной фор- мы перекрытия, т.е. введение надколонных капителей, балок, кессонов и т.п. Следует отметить, что в расчетах 3-х и 10- этажного здания с £оп=0,15 по первой и вто- рой группам предельных состояний определя- ющим для указанных в табл. 3.1 критических размеров сетки колонн являлась предельно допустимая ширина раскрытия трещин. Анализ приведенных в табл .3.1 результатов расчета убедительно подтверждает необходи- мость тесной совместной работы конструкто- ра и архитектора при определении оптималь- ной технически, экономически и функцио- нально взаимоувязанной расчетно-конструк- тивной и объемно-планировочной структуры проектируемого здания. Ниже предлагается методика расчета желе- зобетонных зданий на устойчивость против прогрессирующего обрушения с учетом, в не- обходимых случаях, динамического характера аварийного нагружения (т.е. взрывного, удар- ного, сейсмического и т.п.). В методике используются возможности программного комплекса «Лира» или любого другого равнозначного ему комплекса, реа- лизующего метод конечных элементов и по- зволяющего в пространственной расчетной модели учитывать геометрическую и физичес- кую нелинейность конструкций посредством итерационных расчетов. Методикой предусмотрен расчетный по- иск оптимального армирования и констру- ирования (назначения вида и геометричес- ких характеристик) расчетных сечений же- лезобетонных элементов зданий, обеспечи- вающих максимально допустимые пласти- ческие деформации бетона и арматуры при предельных статических и динамических нагрузках. Основные рекомендации для оптимального проектирования безбалочных перекрытий из монолитного железобетона на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки 1. В расчетах на статические нагрузки следует принимать: для арматуры классов А400, А500, В400 и В500 ел2=0,025, при учете аварийных динамических нагрузок: для ар- матуры А400 и А500, es2J=0,05, В400 и В500 езИ =0,025. 2. В железобетонных конструкциях зданий и сооружений, проектируемых на обычные и аварийные динамические нагрузки, в том чис- ле с учетом защиты от прогрессирующего об- рушения, предпочтительно применение ар- матуры класса А500СП по ТУ 14-1-5526-2006, имеющей улучшенное сцепление с бетоном и га- рантированныезначения fR>0,075 иes2d > 0,05, что в значительной степени повысит трещи- ностойкость, надежность и экономичность конструкций в эксплуатации. 3. При проектировании сечений безбалоч- ных перекрытий (без капителей и с капителя- 75
ми колонн) следует выполнять условие £,miP < < ^тах, а при армировании сталью классов А500 и В500 можно руководствоваться рекоменда- циями табл. 3.3 и пункта 1. 4. Для улучшения объемно-планировочно- го решения здания, повышения надежности безбалочных перекрытий, а также уменьшения расхода арматуры следует увеличивать сечение опорных зон перекрытий, например, путем устройства капителей колонн. 5. С целью снижения расхода арматуры при оптимальном проектировании монолитных перекрытий зданий при статических и аварий- ных нагрузках следует учитывать благоприят- ное влияние усилий распора: - для плит, окаймленных со всех сторон сте- нами, балками или ребрами, количество арма- туры в средних полях плит и над средними опорами допускается уменьшить на 20 % при статических и на 25 % при аварийных дина- мических нагрузках; - в крайних полях указанных плит, работа- ющих в двух направлениях, а также над вто- рыми от края опорами, сечения арматуры ре- комендуется уменьшать соответственно на 20 и 25 % при IJI < 1,5 и на 10 и 15 % при 1,5 < IJI < 2; при 1е/1 > 2 только при аварийных динамичес- ких нагрузках сечение арматуры снижают на 5 % (здесь / — расчетный пролет плиты в направ- лении, перпендикулярном краю перекрытия; 1е — пролет крайнего поля, измеряемый вдоль края перекрытия); - в крайних полях балочных плит и над их вторыми от края опорами арматуру уменьшать не следует; - безбалочное перекрытие рекомендуется рассчитывать с учетом влияния распора, созда- ваемого колоннами. Если между рассматрива- емой панелью и краем перекрытия имеется один ряд колонн, площадь арматуры на опо- рах и в пролете допустимо уменьшать при ста- тических нагрузках на 5 %, а при динамичес- ких на 7,5 %; если два и более рядов колонн — на 10 и 12,5 % соответственно. Для панелей, свободно опертых на стены, и консольных площадь арматуры за счет вли- яния распора не уменьшают. Учитывая отмеченное выше, предлагают- ся очередность и принципиальная блок-схе- ма (см. рис. 3.4) комплексного расчета пере- крытий зданий на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки с уче- том защиты от прогрессирующего обруше- ния. Очередность расчета безбалочного перекрытия каркасного здания из монолитного железобе- тона на статические и аварийные динамичес- кие нагрузки 1. Выбирается конструктивное решение безбалочного перекрытия. При превышении в объемно-планировочной схеме здания крити- ческих размеров сеток колонн, приведенные в табл.3.1, как рациональный вариант может быть принято устройство капителей над ко- лоннами. 2. Создается модель здания для упругого статического расчета с использованием П К без учета локальных разрушений. Назначаются размеры пролетных и надопорных (капитель- ных) сечений конструкций перекрытий, вер- тикальных несущих элементов. Линейные де- формационные характеристики железобетон- ных элементов определяются как для сплош- ного упругого тела. Выполняется упругий ста- тический расчет модели здания. 3. Формируется пространственная нели- нейная модель здания с учетом физической и геометрической нелинейности. Вводятся криволинейные диаграммы деформирования для бетона и арматуры согласно СП 63.13330.2012, рекомендациям [17] и рис. 1.6. Вводятся откорректированные расчетные со- противления материалов путем их увеличения до нормативных значений и умножения на коэффициенты условий работы. Тем самым учитывается малая вероятность аварийных воздействий, рост прочности бетона со време- нем, возможность использования арматуры за пределом текучести, динамическое упрочне- ние материала (табл. 3.2). Снижаются нагруз- ки на перекрытие до величин постоянной и длительной нагрузки с коэффициентами со- четания и надежности, равными единице. 4. Выбираются возможные схемы разруше- ния несущих конструкций согласно [ 17]. Выб- ранные для расчета схемы разрушения долж- ны в полной мере охватывать все возможные варианты разрушения несущих конструкций исследуемого здания. 5. Проводится итерационный расчет про- странственной нелинейной модели здания в расчетном комплексе с назначением армиро- вания в конструкциях перекрытия, обеспечи- вающего выполнение условия ^min d < ^ < 0,2, и принимая жесткостные характеристики вер- тикальных несущих элементов с учетом физи- ческой и геометрической нелинейности. 76
В первом приближении задается армирова- ние, соответствующее Сх>/2- В соответствии с табл.3.3, классе бетона ВЗО при- нимаем j=(0,054+0,2)/2=0,127. По результатам расчета в случае необходи- мости увеличения несущей способности пере- крытий корректируются размеры и форма по- перечных расчетных сечений приопорных зон перекрытия, например, введением капителей колонн с сохранением ^d. При невозможности корректировки разме- ров и формы опорных сечений их несущая спо- собность повышают путем увеличения снача- ла пролетного ( £ j), а затем и опорного (^оп d) армирования. При значениях 0,2< £оп d< ^Rd расчетных опорных сечений корректируют ар- мирование пролетных сечений путем умноже- ния на коэффициент динамичности, опреде- ляемый интерполяцией в диапазоне от 1 до 1,5 (в зависимости от £onrf). 6. После определения минимально воз- можного армирования перекрытий, с точки зрения обеспечения требований по недопуще- нию прогрессирующего обрушения, необхо- димо выполнить поверочный расчет несущих конструкций по I и II группам предельных со- стояний по СП 63.13330.2012 в нелинейной постановке в первоначальном конструктив- ном виде, т.е. без учета локальных разруше- ний здания. В случае необходимости увеличе- ния армирования элемента, исходя из требо- ваний расчета по второй группе предельных состояний, необходимо вернуться к предыду- щему пункту и повторить расчет на прогрес- сирующее обрушение, учитывая изменение £оп d и откорректированный для этого случая коэффициент динамичности Kdv. Принципи- альная блок-схема комплексного расчета пе- рекрытий зданий на статические и аварийные, в том числе динамические, нагрузки с учетом защиты от прогрессирующего обрушения при- водятся на рис. 3.4. Данная методика расчета может быть наи- более эффективна как по трудозатратам, так и по результатам оптимального проектирования при больших пролетах каркасных зданий и ис- пользованием конструктивных схем безбалоч- ных перекрытий с надопорными капителями. В этих случаях из-за высокой жесткости пере- крытия определяющим будет расчет на ава- рийные нагрузки с учетом защиты здания от прогрессирующего обрушения. Упругий статический расчет модели здания Расчет по1 и 2 группам предельных состояний для определения типов жесткостей (эон армирования) в компьютерной модели здания Определение ftmn. d у Назначение $ +$»= )/2< 0.2 Определение ho, исходя из принятой ( Введение в расчет криволинейных диаграмм деформирования материалов, создание нелинейной модели с постоянными и длительными нагрузками и повышенными Ru,R, I Выбор схем разрушений Нелинейный расчет выбранных схем разрушений Проверка сечений по 1,2 группам предельных состояний количества Прохождение итерации Корректировка армирования и £ Корректировка армирования и ( Введение коэфф-та динамичности у к статической нагрузке I Конец Уменьшение армирования на опоре на 5-10%, корректировка f Увеличение армирования на 5-10%, корректировка f Рисунок 3.4 — Принципиальная блок-схема комплексного расчета перекрытий зданий (составлена М.М. Козел ковым) 77
ПРИЛОЖЕНИЕ 1 КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К АРМИРОВАНИЮ ОСНОВНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ЗДАНИЙ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Раздел 1 ФУНДАМЕНТЫ Фундаменты зданий из монолитного желе- зобетона бывают четырех типов: отдельные (под каждой колонной, пилоном), ленточные (под рядами колонн в одном или двух направ- лениях, а также под несущими стенами), сплошные плитные или коробчатые (под всем зданием или его частями). 1.1 Отдельные фундаменты Отдельные фундаменты под колонны и пилоны зданий из монолитного железобето- на делаются также преимущественно моно- литными. Плитная часть этих фундаментов может быть пирамидальной либо конусооб- разной формы, а также одно- или многосту- пенчатой; подколонная часть может отсут- ствовать. Размеры фундаментов определяют расчетом. При пирамидальной или конусообразной форме фундамента отдельной колонны высота плиты по краям должна быть не менее 200 мм, уклон верха плиты не более 1:2 (отношение вертикальной проекции к горизонтальной). Главным образом, это касается уклона в на- правлении короткой стороны прямоугольно- го в плане фундамента. Высоту ступеней для ступенчатых фундамен- тов целесообразно принимать от 300 до 500 мм. Армирование подошвы монолитных фун- даментов выполняют сетками из сварной или вязаной стержневой арматуры. Могут приме- няться также типовые унифицированные сварные сетки, укладывемые в два слоя с ра- бочей арматурой во взаимно перпендикуляр- ных направлениях. Толщину защитного слоя бетона для рабо- чей арматуры монолитных фундаментов при- нимают: -при наличии бетонной подготовки и для устраиваемых на скальных грунтах — 40 мм; - при отсустствии бетонной подготовки — 70 мм. Диаметр рабочих стержней арматуры (свар- ной или вязаной) подошвы, укладываемых вдоль стороны длиной до 3 м включительно, должен быть не менее 10 мм, а стержней, укла- дываемых вдоль стороны длиной более 3 м, — не менее 12 мм. При армировании отдельными стержнями их укладывают во взаимно перпендикулярных направлениях, параллельных боковым сторо- нам подошвы. Шаг стержней принимают не менее 100 и не более 200 мм, длина стержней каждого направления должна быть одинако- вой. При применении арматуры периодичес- кого профиля два крайних ряда пересечений стержней по периметру сетки соединяют ду- говой сваркой. Внутренние пересечения дол- жны быть перевязаны через узел в шахматном порядке. Минимальное насыщение работающей на растяжение арматурой подошвы (башмака) ундаментов должно быть не менее 0,15 %. При возможности изготовления и транс- портирования сеток больших размеров реко- мендуется армировать фундаменты цельными сетками без устройства стыков. Можно также применять узкие сетки с продольной рабочей арматурой, укладываемые в двух плоскостях таким образом, чтобы рабочая арматура в вер- хней и нижней сетках проходила в двух взаим- но перпендикулярных направлениях. Сетки в каждой плоскости укладывают рядом друг с другом без нахлестки. При размерах сторон подошвы фундамен- та L = 3,0 м и более рекомендуется половину стержней арматуры обрывать на расстоянии 0,1£ от края подошвы фундамента. При этом длина всех стержней должна быть одинакова, а их укладку следует производить вразбежку со смещением, отступая по противоположным сторонам подошвы фундамента через один стержень. При армировании фундаментов готовыми сетками рекомендуется укладывать их в два слоя, принимая размеры в плане сетки, укла- дываемой поверху, равными 0,8 от соответ- ствующих размеров нижней сетки. При армировании фундаментов сетками с рабочей арматурой одного направления реко- мендуется принимать такой тип сеток, в кото- ром часть стержней не доводится до края, или укладывать сетки одну на другую с взаимной раздвижкой. Подколонники, если это необходимо по расчету, армируют продольной и поперечной арматурой по принципу армирования колонн (табл. 2,1 в части II). 78
В монолитных фундаментах с монолитны- ми колоннами, для удобства установки опалуб- ки, размеры поперечного сечения подколонни- ка принимают увеличенными относительно размеров колонны на 50 мм в каждую сторону. Отметку верха фундамента (подколенника) назначают на 50 мм ниже уровня чистого пола. Для осуществления заделки железобетон- ных монолитных стоек в фундаменты из пос- ледних устраиваются выпуски арматуры. Сечение арматуры выпусков должно быть не менее расчетного сечения арматуры стоек на уровне обреза фундамента. Выпуски арматуры должны быть соединены хомутами (приваренными или привязанными), причем первый хомут ставится вблизи нижних концов арматуры, а второй — на расстоянии 100 мм ниже обреза фундамента (рис. 1.1). Конструктивное решение стыкования ар- матуры фундаментов и колонн внахлестку за- висит от знака усилия в месте соединения (сжатие или растяжение) (рис. 1.2). При большой высоте подколенника может выполняться дополнительный нижний стык продольной арматуры подколенника с выпус- ками арматуры из верхней ступени плитной части фундамента (рис. 1.3). Заделка выпусков арматуры в фундаменте должна быть не менее 1ап по формуле 2.3 части II. Для растянутой арматуры, в отличие от сжа- той, для выполнения условий по 1ап допуска- ется устройство отгибов («лапок») (рис. 1.3а). Расчетная длина анкеровки выпусков армату- ры больших диаметров (> 25 мм) может пре- вышать высоту фундамента. При растягиваю- щем усилии эта длина может быть обеспечена устройством отгибов (лапок). В случае сжатия необходимо увеличивать высоту фундамента, например, за счет введения дополнительных ступеней (для столбчатых фундаментов) или подколенников (для плитных). Благодаря уменьшенной расчетной длине анкеровки ар- матуры класса А500СП, по сравнению с арма- турой А500С, использование арматуры А500СП может снять необходимость увеличения высо- ты фундаментов под колонны. При необходимости стыкования продольной арматуры вязаных каркасов колонн стержни периодического профиля (при их числе у растя- нутой грани сечения больше двух) стыкуют с арматурными выпусками фундамента разбеж- ку в двух уровнях (рис. 1.2а). Сжатые стержни могут стыковаться на одном уровне, если это экономически оправдано и технологически воз- можно (рис. 1.26). Длину перепуска (нахлестки ) стержней определяют по формуле (2.5 часть II). Выпуски из фундамента назначают с таким расчетом, чтобы стержни большей длины и боль- шего диаметра располагались по углам попереч- ного сечения подколенника (колонны, пилона). В пределах стыка следует устанавливать хо- муты с шагом не более 10 наименьших диамет- ров продольной рабочей арматуры колонны. Н<350 350«Н<850 Н>900 Рисунок 1.1 — Ступенчатые железобетонные фундаменты: d и dx — диаметры, соотвтственно, продольных и поперечных стержней; а — виды фундаментов разных размеров; б — анкеровка выпусков растянутой арматуры (с «лапками»); в — анкеровка рабочей арматуры подошвы фундамента; 1 — фундамент; 2 — продольные рабочие стержни; 3 — поперечные монтажные стержни 79
a б Рисунок 1.2 — Варианты решений стыков арматуры внахлестку (фундаментов с колоннами, колонн, пило- нов, стен): а, в — сжато-растянутые стыки; б, г — сжатые стыки; * и ** — для арматуры класса А500СП, соответственно ds < 40 мм и ds < 25 мм Рисунок 1.3 — Армирование фундамента монолитной колонны со стыковкой сжатых стержней вразбежку Рисунок 1.4— Устройство стыков растянутых стержней внахлестку в фундаментах колонн при раздельном бетонировании ступенчатой части фундамента и подколенника: а — при стыковке всех стержней в одном сечении; б — при стыковке 50 % стержней в одном сечении; 1 — сетка подколонника; 2 — подколенник; 3 — стыковая сетка; 4 — ступенчатая часть фундамента; 5 — сетка подошвы фундамента 80
Выпуски стержней из фундаментов для ус- тройства сварных стыков с продольной арма- турой колонн (в случае их выполнения с при- менением ванной полуавтоматической сварки под флюсом) располагают, как правило, на одном уровне. Длина выпусков должня быть не менее 4t7 стыкуемого стержня и не менее 160 мм; расстояние в свету между выпускаемыми стер- жнями — не менее 50 мм. Стыкование стержней можно производить сваркой с применением парных накладок, скоб-накладок и внахлестку, а также посред- ством механических (муфтовых) соединений (см. раздел 2.4.8 ч. II). 1.2 Ленточные (балочные) фундаменты Железобетонные монолитные ленточные фундаменты под отдельные стойки проектиру- ют, в основном, в виде балок таврового сечения с ребром поверх фундаментой плиты. При грун- тах высокой вязкости иногда применяют тавро- вый профиль с ребром, обращенным вниз (при этом несколько уменьшается объем земляных работ и упрощается опалубка) (рис. 1.5). Разме- ры подошвы и ребра монолитного ленточного фундамента назначаются расчетом из условий его достаточной прочности и жесткости. Конструктивно высота балок (h) должна 20 ширина плиты (Zy) составлять где L — шаг колонн. Рисунок 1.5— Ленточные фундаменты под колонны: а, б — в виде лент соответственно отдельных и перекрестных; в — варианты поперечного сечения Нижнюю продольную рабочую арматуру ленточного фундамента рекомендуется уклады- вать в пределах всей его ширины (рис. 1.6; 1.7). При этом сечение арматуры, располагае- мой в пределах ширины ребра, должно состав- лять не менее 70 % от общего количества ар- матуры, требуемой по расчету. Сечение верхней и нижней арматуры сле- дует принимать не менее величин, приведен- ных в табл. 2.1 в ч. II. Указанные в ней процен- ты армирования должны приниматься по от- ношению к поперечному сечению ребра (без учета свесов полки). Для армирования ленточ- ных фундаментов следует преимущественно применять сварные сетки и каркасы. Необходимо, чтобы количество арматуры в верхней и нижней зонах сечения балки было одинаковым, по каждой стороне сечения не менее 2014 мм с хомутами диаметром не ме- нее 08 мм класса А400, А500, В500, распола- гаемыми с шагом не менее 200 мм и не более 400 мм. При конструировании требуемую по рас- чету верхнюю и нижнюю рабочую арматуру следует располагать с учетом следующих до- полнительных условий. Верхнюю рабочую арматуру можно полнос- тью прерывать там, где необходимость в ней по расчету отсутствует, а объем прерываемой рабо- чей нижней арматуры должен составлять лишь не более от J/3 до У2 от общей её площади. Толщина крыльев фундаментой балки дол- жна быть не менее 200мм. В случае, если тол- щина крыла в средней части по расчету пре- вышает 250 мм целесообразно применять крылья с переменной толщиной, причем по краям их тол- щина должна быть не менее 200 мм, а уклон вер- хней плоскости крыла не должен быть менее 1:3. Если высота стенки фундаментной бал- ки (высота балки за вычетом толщины кры- ла) hw >450 мм, необходимо ставить конструк- тивную арматуру по боковым сторонам стен- ки фундаментной балки. Площадь сечения та- кой конструктивной арматуры с каждой сторо- ны должна быть не менее 0,1% площади сечения Рисунок 1.6 — Армирование ленточного фундамента под колонны: 1 — нижние сварные сетки; 2 — сварные каркасы; 3,4 — верхние сетки, соответственно корытообразные и плоские 81
a б Сетки нижнего ряда IIIIIIIIIIIII пптппппг 1111111111111 Рисунок 1.7— Армирование плит ленточных фундаментов сетками: Сетки верхнего ряда а — узкими стандартными сварными; б — нестандартными сварными; в — вязаными; 1,3 — рабочие стержни соответ- ственно полки и ленты; 2 — стыки сварных сеток стенки шаг конструктивной арматуры не более 200 мм. При возможности получения готовых свар- ных сеток, ширина которых равна ширине пли- ты (полки), рекомендуется армировать плиту сварными сетками с рабочей арматурой, распо- ложенной в двух направлениях, используя по- перечную арматуру сетки в качестве рабочей арматуры полок при работе их как консолей, а продольную арматуру сетки — в качестве про- дольной арматуры ленточного фундамента (как добавление к арматуре каркасов ребер). При отсутствии готовых сеток достаточной ширины возможно армировать плиту узкими сетками с рабочей арматурой, расположенной Площадь сечения продольной арматуры ребра определяют расчетом, однако в любом случае следует предусматривать непрерывную по всей длине фундамента верхнюю и нижнюю арматуру, каждую в объеме 0,2-ьО,4 %. Шаг поперечной арматуры в сварных кар- касах не должен превышать 20 диаметров про- дольной арматуры. В вязанных каркасах ребер хомуты предусматривают замкнутыми из ар- матуры диаметром не менее 8 мм (7,5 мм) с шагом не более 15 диаметров продольной ар- матуры и не более 400 мм; число ветвей хому- тов должно быть не менее трех при b < 400 мм, не менее четырех при 400 мм < b < 800 мм и не менее шести при большей ширине ребра. в одном направлении, укладывая их друг на друга в двух плоскостях. Сетки в каждой плос- 1.3 Сплошные плитные фундаменты кости укладываются рядом друг с другом без нахлестки (рис. 1.7). В направлении рабочей арматуры, расположенной вдоль ребра, долж- ны устраиваться стыки рабочей арматуры се- ток с длиной перепуска (нахлестки), опреде- ляемой по формуле 2.5 (часть II). Стыки всех сеток могут устраиваться в од- ном поперечном сечении ленточного фунда- мента, если общая площадь всех рабочих стержней сеток не превышает 50 % от сече- ния продольной арматуры ленточного фун- дамента. Современные монолитные здания имеют разнообразные архитектурно-планировочные схемы, часто с нерегулярным расположением вертикальных несущих элементов и разно- этажными объемными компонентами (секци- ями). Это создает нежелательную неравномер- ность распределения нагрузки на основание и обуславливает предпочтительное применение сплошных плитных фундаментов из монолит- ного железобетона. 82
Плитные фундаменты выполняют в виде плоских, ребристых или коробчатых плит (рис. 1.8). Рисунок 1.8— Плитные фундаменты: а, б, в — плиты соответственно, плоская, ребристая и коробчатая Наиболее эффективными и, следователь- но, широко применяемыми являются плитные плоские фундаменты. Они просты по конст- рукции и технологичны в изготовлении. Мо- нолитные железобетонные плоские плитные фундаменты рекомендуется применять при расстоянии между колоннами до 9 м и нагруз- ках на колонну до 10 000 кН. Толщину плиты конструктивно назначают равной примерно У6 расстояния между колоннами, это значение может быть уточнено расчетом. При толщине плит более 1 м следует пре- дусматривать надежную фиксацию взаиморас- положения верхних и нижних горизонтальных арматурных сеток посредством соединитель- ных элементов в виде вертикальных поддер- живающих стержней или каркасов. Обеспечение устойчивости соединитель- ных элементов достигают, в первом случае, посредством расположения посередине высо- ты плиты дополнительной горизонтальной арматурной сетки, а во втором, конструктив- ной жесткостью самих поддерживающих плос- ких или объемных каркасов. Для повышения сопротивления плиты продавливанию и с целью уменьшения ее тол- щины и материалоемкости в местах опирания колонн (особенно, тяжело нагруженных) пре- дусматривают уширения (банкетки) по типу перевернутых капителей колонн безбалочных перекрытий (рис. 1.9; 1.10). Рисунок 1.9— Фрагмент плана сплошного фунда- мента фиксации арматуры а — армирование вязаной арматурой; б — армирование сварными сетками. Рисунок 1.10 — Армирование сплошных плоских фундаментов 83
В фундаментах гаражных стоянок такие банкетки используются как колесоотбойники, предохраняющие колонны от ударов движу- щимися автомобилями. Выступающая длина плитного фундамен- та от внешней поверхности колонны должна быть не более 2000 мм. Сплошные плитные фундаменты рекомен- дуется армировать унифицированными свар- ными сетками и каркасами (рис. 1.106). Арми- рование вязаными сетками и каркасами из от- дельных стержней трудоемко, и может счи- таться целесообразным, когда отсутствует воз- можность поставки унифицированных арма- турных изделий, а также в случае необходимо- сти укладки стержней больших диаметров (рис. 1.10а). Более рациональным является ар- мирование фундаментов тяжелыми сетками и каркасами из стержней диаметром до 16 мм, изготовленными в металлосервисных центрах или на заводах ЖБИ. На площадке смежные сетки могут быть соединены внахлестку или стыковой сваркой стержней, а также без свар- ки и нахлестки с помощью обжимных или резьбовых соединительных элементов (муфт). Сварные унифицированные сетки рекомен- дуется применять с рабочей арматурой одного направления и укладывать их друг над другом не более, чем в четырех плоскостях. Сетки в каждой плоскости должны укладываться без нахлестки в нерабочем направлении таким об- разом, чтобы в соседних плоскостях рабочая арматура сеток проходила в перпендикулярном направлении.Общая площадь рабочей армату- ры сеток, стыкуемых в одном сечении, не дол- жна превышать 50 % от общей площади рабо- чей арматуры сеток данного направления. Сетки, расположеннные по верху фунда- мента, должны укладываться на подставки в виде сварных (вязанных) каркасов, устанавли- ваемых вертикально или под углом друг к дру- гу (рис. 1.10). Используются также поддержи- вающие элементы из отдельных стержней и вертикально устанавливаемых металлических профилей (уголков, швеллеров и т.п.). Расстояние между такими элементами, их конструкция и необходимость раскреповки определяют из условия обеспечения достаточ- ной жесткости верхней арматуры фундамента для восприятия её собственного веса, веса ра- бочих (арматурщиков и бетонщиков) и массы укладываемого бетона. В том случае, если прочность плит на про- давливание недостаточна, следует предусмат- ривать специальную поперечную арматуру, расположенную в пределах граней пирамиды продавливания (рис. 1.10). Под стены, колонны и пилоны здания сле- дует предусматривать наличие выпусков арма- туры из фундаментов, количество и площадь сечения которых определяется расчетом. Ан- керовку выпусков сплошных плитных фунда- ментов в вертикальных несущих элементах здания обеспечивают точно также, как для от- дельных фундаментов. Примеры различных конструктивных ре- шений и армирования сплошных плитных фундаментов представлены на рис. 1.11 — 1.13. Рисунок 1.11 — Конструктивные решения и армирование сплошных плитных фундаментов в зонах основания колонн: 1 — колонна; 2 — пол подвала; 3 — основание колон- ны; 4 — плита фундамента; 5 — подстилающий слой 1-1 Рисунок 1.12 — Конструирование опирания крайней колонны на плитный фундамент: 1 — расчетные сечения плиты фундамента 1 — колонна; 2 — основание колонны; 3,4 — зоны усиления верха и низа плиты фундамента. Рисунок 1.13 — Схема зон армирования плитного фундамента 84
1.4 Ребристые плитные фундаменты Ребристые плитные фундаменты рекоменду- ется применять при нагрузке на колонну свыше 10 000 кН и шагом колонн более 9 м. Такие кон- структивные решения фундаментов могут быть целесообразными при необходимости обеспече- ния большой жесткости фундамента. Толщину плиты в ребристых плитных фундаментах при- нимают равной от 710 до 78 пролета. Ребра устраивают только по осям рядов колонн. Толщину и высоту ребра назначают расчетом и из тех же условий, как и в ленточ- ных фундаментах под ряды колонн. Рисунок 1.14 — Конструктивные решения и армирование узлов сопряжения ребер плитного фундамента с колоннами: а...е — примеры компоновки узлов сопряжения Рисунок 1.15 — Сопряжение ребра плитного фундамента со стеной диафрагмой: 1 — стена-диафрагма; 2 — ребро плиты фунда- мента; 3 — плита фундамента Ребра сплошных ребристых фундаментов армируют сварными либо вязанными сетками, объединенными в каркасы с соблюдением пра- вил армирования ребер ленточных фундамен- тов под ряды колонн. Плиты армируют сварными или вязанны- ми сетками, расположенными по верху и низу плиты. Количество рабочей арматуры опреде- ляется расчетом. В сооружениях высотой более 12 этажей, толщина плиты ребристого фундамента дол- жна быть не менее 400 мм, причем отношение толщины плиты к её минимальному пролету должно быть не менее 1/14. При ширине ребра фундамента в месте опи- рания колонны менее габаритов её поперечни- ка, следует принимать конструтивное решение опорного узла по рис. 1.14 (а). На рис. 1.14 (б, в, г, д, е) приведены другие варианты решения уз- лов сопряжения ребер плитного фундамента с колоннами. При сопряжении ребер фундамен- та со стенами-диафрагмами расстояние от бо- ковой грани ребра до поверхности диафрагмы должно быть не менее 50 мм (рис. 1.15). 1.5 Полые коробчатые фундаменты Полые коробчатые фундаменты обладают наибольшей жесткостью, но требуют повы- шенного расхода материалов и сложны в вы- полнении. В связи с этим такие фундаменты рекомендуются только в особых случаях и при надлежащем технико-экономическом обосно- вании. Применение полых коробчатых фунда- ментов технически и экономически может быть оправдано, например, при расположении их внутри гаражей-автостоянок и других экс- плуатируемых помещений (например, банков- ских хранилищ), а также при высоком уровне грунтовых вод с целью обеспечения надежной гидороизоляции подземных частей здания. При проектировании коробчатого фунда- мента первоначально определяют его размеры в плане в соответствии с компоновкой верхних конструкций, распределением передаваемых на фундамент нагрузок и иными требованиями проектного задания. Высота коробчатого фун- дамента должна удовлетворять требованиям конструктивной прочности, жесткости, а так- же требованиям, относящимся к условиям эк- сплуатации. Как правило, высота коробчатого фундамента должна быть не менее У20 его дли- ны и не менее 3 м (в длину фундамента не вклю- чается консольная часть подошвы). 85
Необходимо размещать наружные стены коробчатого фундамента по периметру соору- жения, а внутренние стены компоновать в со- ответствии с сеткой колонн и стен-диафрагм верхней конструкции в продольном и попереч- ном направлениях. Отношение длины к ширине коробчатого фундамента в плане должно быть не больше 4. Общая площадь горизонтальных сечений стен фундамента не должна быть меньше !/10 пло- щади всего коробчатого фундамента, а площадь горизонтального сечения продольных стен не менее 718 общей площади фундамента. При расчете площади горизонтального сечения стен не следует вычитать площади проемов, а в пло- щадь фундамента не включается площадь выс- тупающей части подошвы вне его стен. Коробчатый фундамент должен служить опорой для всего конструктивного блока высот- ного здания; недопустимо частичное примене- ние каких-либо альтернативных решений фун- дамента в пределах плошади одного конструк- тивного блока здания. Глубина заложения короб- чатого фундамента одного конструктивного бло- ка по всей площади должна быть одинаковой. Верхняя (потолочная) плита коробчатого фундамента должна обладать необходимой прочностью для передачи вертикальных и го- ризонтальных сдвиговых усилий от верхней конструкции на стены коробчатого фундамен- та. В любом случае толщина верхней плиты должна быть не менее 200 мм. Размеры подошвы, толщины подошвы и стен коробчатого фундамента должны отве- чать требованиями по прочности, жесткости и гидроизоляционным характеристикам. Во всех случаях толщина башмака должна быть не менее 300 мм, толщина наружной стены — не менее 250 мм, а толщина внутренней стены — не менее 200 мм. При армировании полых коробчатых фун- даментов должны соблюдаться изложенные выше общие конструктивные требования для сплошных плитных фундаментов. Стыки колонн здания со стенами коробча- того фундамента конструируют аналогично стыкам колонн с ребрами ребристого фунда- мента (рис. 1.14). Длина заананкеривания всех стержней продольной арматуры колонн верхней кон- струкции в стенах коробчатого фундамента должна доходить до низа подошвы коробча- того фундамента для следующих типов ко- лонн: 86 - колонн, стоящих на пересечении наруж- ной стены здания и стены-диафрагмы; - внутренних колонн, сопряженных со сте- ной с одной стороны или с двух сторон. Для остальных сопряжений внутренних колонн с коробчатым фундаментом, до ниж- ней грани подошвы фундамента надо продле- вать только продольную арматуру, располо- женную только по углам сечения колонны, остальную продольную арматуру заводят на глубину не менее 40 диаметров анкеруемых стержней, считая от потолочной поверхности плиты фундамента. В случае существования в коробчатом фун- даменте многоэтажного подвала для таких же колонн, кроме продольной арматуры по четы- рем углам, всю остальную продольную арма- туру можно довести до низа плиты перекры- тия второго этажа. С целью обеспечения гидроизоляции в конструкциях коробчатого фундамента необ- ходимо применять бетон высокой плотности. 1.6 Свайные фундаменты Свайные фундаменты состоят из железо- бетонных свай и железобетонных ростверков. Такие фундаменты устраивают в виде: - лент под стены зданий с расположением свай в один, два и более рядов; - «кустов» под колонны (рис. 1.16); (кратно 300) Рисунок 1.16 — Свайный фундамент под колонну: 1 — колонна; 2 — подколенник; 3 — плитная часть; 4 — сваи
- сплошного «свайного поля», под тяжелые сооружения со сравнительно небольшими га- баритами в плане и распределенными по всей площади нагрузками (рис. 1.17); Рисунок 1.17— Пример расположения свай в виде свайного поля Рисунок 1.18 — Конструкция железобетонной сваи квадратного сечения с поперечным армиро- ванием ствола: а — общий вид; б — конструкция острия сваи с напря- гаемой арматурой; в, г и д — примеры армирования сваи арматурой соответственно стержневой, напрягае- мой прядевой и напрягаемой проволочной - одиночных свай и свай-колонн, у кото- рых выступающая над поверхностью грунта часть выполняет роль колонны. Классификация свай 1 Классификация по характеру восприятия нагрузки. Висячие сваи. Висячая свая в состоянии предельной заг- руженности несет приложенную к верхней ча- сти сваи (завершению сваи) нагрузку за счет силы трения боковой поверхности сваи о грунт. Сваи-стойки В свае-стойке в предельном состоянии пе- редаваемую на завершение сваи нагрузку несет сопротивление головки сваи (нижнего конца сваи, заглубленного в плотный слой грунта). 2 Классификация по силовым функциям. Сваи подразделяют на вертикальные, ра- ботающие на сжатие; вертикальные, работа- ющие на вырыв (выдергивание); работающие, в основном, на поперечную нагрузку; комби- нированные, работающие на вертикальную и поперечную нагрузки (обе нагрузки боль- шие). 3 Классификация свай по материалу Железобетонные забивные и буронабив- ные, металлические и из комбинированных материалов. В свайных фундаментах зданий из моно- литного железобетона применяют чаще всего сваи забивные (заводского изготовления) (рис. 1.18; 1.19) или набивные (построечного изго- товления) (рис. 1.20). Рисунок 1.19 — Конструкция железо-бетонных полых круглых свай и свай-оболочек: а,б — цельные сваи и сваи-оболочки соответственно без наконечника и с наколнечником; в — болтовые элементы стыков секций; г — сварные элементы стыков секций 87
Рисунок 1.20 — Армирование буронабивных свай: а, б, в — сваи, армированные соответственно на всю глубину; укороченными каркасами; каркасами с частично оборванными стержнями 4 Классификация по группам диаметров: с!<250мм; 25(Х(1<800мм; с!>800мм. Забивные сваи изготавливают прямоуголь- ного, круглого и кольцевого сечения с напря- гаемой и ненапрягаемой арматурой. Сваи квадратного сечения могут иметь длину от 3 до 20 м и габариты поперечного се- чения от 200 до 400 мм. Круглые полые сваи могут быть цельными длиной 4*12 м и составными при длине сек- ций 6*12 м. Диаметр круглых свай: 400, 500, 600 и 800; свай-оболочек 1000, 1200,1600 мм. Забивные сваи изготавливают прямоуголь- ного, круглого и кольцевого сечения с на- прягаемой и ненапрягаемой арматурой (рис. 1.18,1,19). При армировании забивных свай ненап- рягаемой арматурой целесообрано использо- вать в качестве рабочей арматуру класса А500С и А500СП, имеющих предельные де- формации при сжатии, близкие по величи- не предельным деформациям бетона при сжатии. е =aV£ =500/2х 10"5=250х 10~5. ЗСл 13 В этом случае не происходит, как при ар- мировании классом А400, выпучивания арма- туры при достижении ею текучести во время забивки раньше достижения предельных де- формаций в бетоне, что предотвращает разви- тие внутренних растягивающих усилий и преждевременного разрушения бетона голов- ной части сваи. Набивные сваи чаще всего устраивают в виде железобетонных буронабивных свай с уширенной пятой (рис. 1.20) или без нее (1.22, 1,23). Они представляют собой элементы из монолитного железобетона, бетонируемые в предварительно пробуренных скважинах, име- ют длину 10*40 м и диаметр ствола обычно не менее 400 мм. Сваю армируют в зависимости от действу- ющих на нее нагрузок. При действии только вертикальных сжимающих усилий, когда не требуется рабочего армирования, сваю следу- ет конструктивно армировать только в верхней части постановкой 4*12 стержней 014*20 мм длиной 1400*2000 мм. Арматурные выпуски из свай для связи с ростверком должны иметь длину 250*400 мм (рис. 1.21). Рисунок 1.21 — Примеры конструктивного решения сопряжения железобетонной сваи с монолитным ростверком: а — шарнирное опирание; б — жесткая заделка; 1 — ростверк; 2 — бетонная подготовка; 3 — свая; 4 — арматурные выпуски 88
Рисунок 1.22 — Армирование буронабивной сваи 0450 Каркас пространственный КП-1 ГОСТ 14098-91 Спецификация к каркасам Марка Поз. U**lu4HyunuUA Кол-во Масса ед., кг Примем. КП-1 ffirann 105.3 Арматура ЛОТУ 14-1-5526-2006 1 014А5ООСП L=11700 6 14.2 Арматура по ГОСТ 5781-82* 3 08А4ОО 1=27300 10.8 Труба по ГОСТ 8732-78 2 0168x5 L»SO 8 1.2 КП-2 Детали 52.6 Арматура по ТУ 14-1-5526-2006 014А5ООСП L«5850 6 7.1 Арматура по ГОСТ 5781-82* зП 08A4OO L-13600 5.4 Труба по ГОСТ 8732-78 2J 0168x5 L=S0 4 1.2 Спецификация к буронабивным сваям Марка । юпнспиоагт пц Кол-во Масса ед, кг Свая БНС 450 Каркас пространственный КП-1 1 105.3 Каркас пространственный КП-2 1 52.6 Мап£и£ц Бетон В25 W8 F100, ПЗ 1. Допускается применение ручной дуговой сварки прихватками по ГОСТ 14098-91 швом КЗ-Рр при условии контроля шва. Не допускается пережога арматуры и применения электродов не более 4мм при пониженном токе. Рисунок 1.23 — Армирование буронабивной сваи с пространственным каркасом 89
При действии на сваю горизонтальных на- грузок и моментов её армируют по всей длине ствола либо на её части, определяемой расче- том, с учетом необходимой длины анкеровки стержней рабочей арматуры. В этом случае продольной арматуры дол- жно быть не менее, чем 8010 мм. Хомуты на- бивных свай изготовляют из арматуры диамет- ром 6 — 8 мм, шаг хомутов от 200 до 300 мм. Наиболее рационально применение спираль- ного поперечного армирования (рис. 1.18а). Толщина защитного слоя продольной армату- ры обычно должна быть не менее 35 мм. Армирование формируется в виде жестко- го каркаса, усиленного приваркой поперечной арматуры 01016 мм или хомутов из полосовой стали толщиной 05-^6 мм и шириной 50^-60 мм с шагом 3-^4 м по длине каркаса. Ростверки свайных фундаментов чаще все- го выполняют в монолитном железобетоне. Плиты ростверка рекомендуется армировать в каждом направлении отдельными сварными сетками при расстоянии между рабочими стер- жнями 200 мм. Сварка должна быть во всех точках пересечения стержней. Можно приме- нять также и вязанные сетки при условии обя- зательной сварки всех точек пересечения в двух крайних рядах по периметру сеток. Для обес- печения анкеровки рабочей арматуры по кон- цам сеток на расстоянии 25 мм от конца про- дольных стержней приваривают поперечные стержни половинного (по сравнению с про- дольными) диаметра. Длина анкеровки продольной арматуры свай в ростверке должна быть не менее 35 диа- метров стержней. При заделке верхних концов свай в плиту ростверка на глубину 50 мм арматурные сетки укладывают сверху на голову свай. При боль- шей глубине заделки свай в ростверк попада- ющие на сваи стержни сетки вырезают для обеспечения защитного слоя сетки в пределах 50 мм. Компенсацию вырезанных стержней производят укладкой по бокам сваи дополни- тельных стержней, привязываемых к основной сетке. Сопряжение сваи с ростверком выполня- ют в виде условно-шарнирного опирания или жесткого защемления (рис. 1.21). При шарнирном опирании голову сваи за- делывают в ростверк на глубину 50-S-100 мм. Жесткое сопряжение свай с ростверком осу- ществляют заделкой головы сваи на глубину, соответствующую длине анкеровка арматуры, 90 либо заделкой в ростверк выпусков арматуры на длину анкеровки. В последнем случае в голове предваритель- но напряженных свай должен быть предусмот- рен ненапрягаемый каркас, выполняющий роль анкерной арматуры. Длина анкеровки определяется по формуле (2.3 часть II). Глу- бина заделки головы сваи в ростверке не дол- жна быть меньше диаметра сваи (или большей стороны ее поперечного сечения). Раздел 2. СТОЙКИ 2.1 Общие требования к армированию Рекомендуется принимать оптимальные конструктивные параметры монолитных сто- ек (колонн, пилонов), устанавливаемые на ос- нове технико-экономического анализа. В случае проектирования зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния рекомендуется для увеличения жесткости крайних стоек, с целью обеспечения высоких значений усилий распора и несущей способ- ности конструкций перекрытий, выполнять их в виде пилонов (раздел 3.2.3 ч. III). Оптимально продольную арматуру распо- лагать симметрично в сечении колонн. Мини- мальный размер поперечного сечения квад- ратных и круглых колонн рекомендуется при- нимать не менее 300 мм, для колонн с вытяну- тым поперечным сечением (пилонов) — не ме- нее 200 мм. Класс бетона стоек принимается, как правило, не менее В25 и не более В60. Для высотных зданий класс бетона стоек может быть выше в зависимости от требований рас- чета и конструктивных решений. Конструктивные параметры внутренних колонн рекомендуется принимать одинаковы- ми на одном уровне перекрытий. В сжатых стойках сечение продольной ар- матуры и ее минимальный диаметр должны соответствовать значениям, приведенным в таблице 2.1 (ч.П). Максимальный диаметр ар- матуры в стойках обычно не превышает 40 мм, хотя для особо мощных стоек, при соответ- ствующем обосновании, могут применяться стержни и больших диаметров. В стойках прямоугольного сечения с мень- шей стороной />>250 мм диаметр продольной арматуры рекомендуется принимать не менее 16 мм. По длинным сторонам сечений внецент- ренно сжатых стоек и пилонов, если не пре- дусмотрено специальной арматуры по расче-
ту, ставится конструктивная арматура диамет- ром не менее 16 мм с шагом не более 400 мм. Для рабочего армирования сжатых стоек рекомендуется применять арматурный прокат класса прочности 500МПа, предпочтительно, с эффективным по сцеплению периодическим профилем (класс А500СП), повышающим на- дежность совместной работы бетона и арма- туры, что особенно важно в узлах пересечений с элементами перекрытий (балками плитами). Вследствие близости значений предельных деформаций сжатия бетона и предельных уп- ругих деформаций арматуры класса А500 сни- жается риск выпучивания стержней из-за по- тери устойчивости, которая возможна при до- стижении пластической стадии их деформи- рования ранее достижения предельных дефор- маций в бетоне. При этом по сравнению с арматурой клас- са А400 может быть реализовано существенное сокращеие расхода металла. В монолитных стойках концы продольных рабочих стержней арматуры (диаметром до 40 мм включительно), не привариваемые к анкеру- ющим деталям, должны отстоять от торца эле- мента на расстояние не менее: 15 мм — для стоек длиной до 6 м включи- тельно; 20 мм — для стоек длиной более 6 м. Торцы поперечных стержней сварных кар- касов стоек должны иметь защитный слой не менее 5 мм. Площадь сечения рабочей арматуры стоек определяют расчетом, руководствуясь указа- ниями 2.1 (ч.П). В то же время, ее не рекомен- дуется без соответствующего обоснования на- значать более 5 % площади поперечного сече- ния стойки. Максимально допустимый про- цент армирования стоек в любом сечении (включая места нахлесточных соединений ар- матуры) — 10 %. Минимальный процент содержания про- дольной рабочей арматуры для колонн рамных каркасов 0,6 %. Все стержни продольной рабочей армату- ры рекомендуется назначать одного диаметра. В случае, если представляется целесообразным устанавливать продольную арматуру из стер- жней разного диаметра, допускается примене- ние не более двух разных диаметров, не счи- тая конструктивных стержней. При этом стержни большего диаметра сле- дует располагать по углам поперечного сече- ния стоек. Продольную рабочую арматуру внецент- ренно сжатых колонн рекомендуется распола- гать по граням, перпендикулярным плоскости изгиба колонны. При косом внецентренном сжатии колонн продольную рабочую армату- ру рекомендуется состредотачивать в углах се- чения. Длины продольных стержней арматуры, как правило, следует назначать таким образом, чтобы исключить или по возможности мини- мизировать их стыкование. В случае необхо- димости устройства стыков внахлестку (без сварки) эти соединения следует располагать преимущественно в местах изменения сечения стоек или устраивать на уровне верха перекры- тий с помощью выпусков по аналогии с вы- пусками из фундаментов (см. выше). При высоте этажа менее 3,6 м и при диа- метрах продольной арматуры 28 мм и более стыки рекомендуется располагать через этаж. В ступенчатых стойках продольная арма- тура верхнего участка должна быть заведена в бетон нижнего участка не менее, чем на длину анкеровки. Выпуски стержней из стоек нижнего этажа с большим поперечным сечением в стойки вер- хнего этажа с меньшим поперечным сечением рекомендуется осуществлять в соответствии с рис. 2.1. При этом перевод стержней из одного этажа стойки в другой осуществляется путем их отгиба с уклоном не более 1:6 (изгиб стержней арматуры классов А500 и выше допускается только в холодном состоянии без разогрева). Часть стержней стойки нижнего этажа может быть доведена до верха перекрытия (рис. 2.16) и не заводиться в стойку верхнего этажа, если она там не нужна по расчету. В случае резкой разницы в сечении стоек верхнего и нижнего этажей выпуски следует устраивать с включе- нием специальных дополнительных стержней в количестве, необходимом по расчету для стой- ки верхнего этажа (рис. 2.1 в). Стыкование внахлестку, сваркой и механи- ческими соединениями (гильзами, муфтами) всех стержней сжатой продольной арматуры колонн может быть выполнено в одном уров- не, а растянутой арматуры — вразбежку по вы- соте по аналогии с примерами, изображенны- ми на рис. 1.2. Глубина заделки (длина анкеровки) рабо- чей продольной арматуры в основании стоек нижнего этажа должна быть не менее требуе- мой по формуле (1.3 ч. I), а длина нахлестки в стыках арматурных стержней стоек — по 91
Рисунок 2.1 — Схемы устройства стыков продольных стержней монолитных стоек многоэтажных зданий: а — при одинаковом сечении стоек (колонн) верхнего и нижнего этажей; б, в — при различии (незначительном и резком) в сечениях стоек верхнего и нижнего этажей 92
формуле (1.5 ч. I). Расстояние между осями стержней продольной арматуры стоек должна приниматься не более 400 мм. При расстоянии между рабочими стержня- ми более 400 мм, между ними необходимо уста- навливать конструктивные стержни диаметром не менее 12 мм с тем, чтобы расстояния между продольными стержнями не превышали 400 мм. Расстояние в свету между продольными стер- жнями монолитных стоек следует назначать не менее 50 мм и не менее диаметра стержней. Для сдерживания поперечных деформаций бетона и предотвращения бокового выпучива- ния продольной арматуры в железобетонных монолитных стойках устанавливается попереч- ное армирование в виде хомутов, сварных се- ток и спиралей. Хомуты, охватывающие про- дольные стержни стоек, на концах должны иметь крюки. При использовании для рабоче- го продольного армирования стержней класса А500С и А500СП из стали марок СтЗ, СтЗГ (сп, пс), 18Г2С и 25Г2С с содержанием углерода не выше 0,24 % допускается приварка (прихватка) хомутов диаметром 10 мм и более к продоль- ным стержням. В этом случае устройство крю- ков на концах хомутов не требуется. Д ля устрой- ства хомутов стоек, сеток и спиралей рекомен- дуется использовать гладкую арматуру класса А240 (А-1), а также арматуру периодического профиля классов А400, А500 и В500 расширен- ного сортамента (см. раздел 1.2 ч.1). Прихватка сваркой хомутов из арматуры классов А400 из стали марки 35 ГС не допускается. Поперечная арматура должна устанавли- ваться у всех поверхностей стоек, вблизи ко- торых ставится продольная арматура. Конструкция хомутов в стойках должна быть такой, чтобы продольные стержни (по крайней мере, через один) располагались в местах перегиба хомутов. При ширине сече- ния стойки b < 400 мм и числе стержней с каж- дой стороны не более четырех допускается охват стержней одним хомутом. В колоннах с высотой сечения Л>450 мм, в зависимости от числа стержней боковой арматуры, ставят до- пол нительные хомуты согласно рис. 2.2 и 2.3. При использовании арматуры классов А500С и А500СП и, при соответствующем обосновании, класса А600С формирование пространственных каркасов из плоских в по- строечных условиях может производиться электродуговой сваркой поперечных стерж- ней (рис. 2.3). Диаметр и продольных, и поперечных стер- жней в этом случае должен быть не менее 10 мм. Число продольных стержней в плоских карка- сах рекомендуется принимать не более четы- рех. Диаметры стержней вязаной поперечной арматуры в зависимости от диаметров про- дольных стержней следует принимать не ме- нее приведенных в таблице 2.1. Расстояния между поперечной арматурой у каждой грани стойки должны назначаться в соответствии с таблицей 2.1 (в части II). В местах стыкования продольной рабо- чей арматуры внахлестку без сварки обяза- тельно должны быть установлены хомуты. Рекомендуемые расстояния между стержня- ми поперечной арматуры стоек приведены в таблице 2.2. На длине соединения внахлестку про- дольной растянутой арматуры в колонне расстояние между хомутами не должно пре- вышать 5-кратного наименьшего диаметра продольной арматуры в зоне нахлестки, и быть более 100 мм, а для сжатой продоль- ной арматуры — соответственно, 10-крат- ного наименьшего диаметра продольной арматуры и 200 мм. 300<h<500 600<h<800 1200 <h< 1500 600<h<1000 Рисунок2,2 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней вязаными каркасами 93
5 Рисунок 2.3 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней сварными сетками: 1 — сетка; 2 — сетка или соединительный стержень; 3 — соединительный стержень (шпилька); 4 — хомут; 5 — попе- речная арматура в виде сварной сетки; 6 — отдельные стержни продольной арматуры При этом диаметр хомутов необходимо принимать не менее 0,25 большего диамет- ра продольной арматуры в зоне нахлестки. При диаметре сжатой арматуры более 25 мм, необходимо дополнительно устанавливать хомуты на расстоянии не менее 100 мм с обеих сторон от концов нахлесточного сты- ка. Таблица 2.1 Наименьший допускаемый диаметр стержней поперечной арматуры при диаметре продольных стержней, мм 12 16 18 20 22 25 28 32 36 40 6/5* 6/5 6/5 6/5 6/5,5 8/7,0 8/7,0 8/7,0 10/9 10/9 * — В знаменателе приводятся промежуточные диаметры поперечной арматуры класса В500 (по согласованию с НИИЖБ им. А.А. Гвоздева). Таблица 2.2 Условия работы поперечной арматуры Рекомендуемые расстояния, мм, между стержнями поперечной арматуры стоек при диаметре продольных сжатых стержней, мм 12 16 18 20 22 25 28 32 36 40 Сварной и вязаный каркас с продольной арматурой классов А400 и А500 при р,<3 % 150 250 250 300 350 350 400 400 400 400 Сварной и вязаный каркас при р>3% 100 150 150 200 200 250 250 300 300 300 Сварной и вязаный каркас на участке стыка продольной арматуры внахлестку без сварки 100 150 150 200 200 200 200 200 200 Примечания: 1) При вычислении процента армирования ц учитывается общее насыщение сечения колонны продольной арма- турой. 2) Если сечение армировано продольными стержнями разного диаметра, то расстояние между поперечной арма- турой назначается по меньшему из них. 3)При назначении расстояний между стержнями поперечной арматуры разрешается не принимать во внимание продольные стержни, не учитываемые расчетом, если диаметр этих стержней не превышает 12 мм и не более половины толщины защитного слоя бетона. 94
Рисунок 2.4 — Армирование сечений колонн 2.2 Армирование колонн высотных сооружений В высотном сооружении большие осевые уси- лия в колоннах нижнего этажа, требуют увеличе- ния сечения колонны, что может повлечь за со- бой ухудшение условий работы конструкции в целом и создать ряд эксплуатационных проблем, а именно: 1) повышение собственного веса конструкции усиливает сейсмические воздействия; 2) часто образуются короткие или даже сверх- короткие колонны, что создает опасность их хруп- кого разрушения; 3) колонны занимают много полезной площа- ди этажей, что ухудшает эксплуатационные фун- кции здания; 4) насыщенное продольное и поперечное ар- мирование может препятствовать качественной укладке бетона. Следующие конструктивные приемы позво- ляют повысить несущую способность колонн и технологичность их возведения без чрезмерного увеличения сечения. Дисперсное стержневое поперечное армирование Сильно нагруженные сжатые колонны, со- держащие продольные стержни больших диамет- ров (свыше 32 мм) необходимо усиленно арми- ровать поперечными стержнями в виде шпилек и замкнутых хомутов (рис. 2.4). В этом случае мо- гут быть образованы «массированные» зоны по- перечного армирования. Для обеспечения качественного бетонирова- ния колонн необходимо, чтобы площадь таких зон не превышала 2/3 в сечении колонны. Так, например, если расположить поперечную арма- туру, как показано на рис. 2.4а, даже при шаге поперечных стержней 200 мм оказывается прак- тически невозможным пропустить сквозь неё вы- пускной рукав бетононасоса, через который в опалубку подается бетонная смесь. Адекватная подача и уплотнение бетона в этом случае про- блематичны. Вариант расположения арматуры, показанный на рис. 2.46, не только значительно более благоприятен для процесса бетонирования, но и обеспечивает необходимую обвязку про- дольных стержней в колонне. При проектировании колонн больших сече- ний (более 1,2x2,4 м) следует обеспечивать воз- можность одновременного пропуска при бетони- ровании двух подающих бетоную смесь рукавов. Косвенное армирование Косвенное армирование сжатых железобе- тонных элементов в виде спиралей, колец, паке- та поперечных сварных сеток (рис. 2.5) препят- Ь>а det Схема косвенного армирования колонн в виде пакета поперечных сварных сеток Схема армирования колонн поперечной арматурой в виде спирали Рисунок 2.5— Косвенное армирование колонн 95
ствует поперечным деформациям бетона, в ре зультате чего увеличивается несущая способность стоек. Обычно спиральное поперечное армиро- ванне применяют в колоннах круглого сечения. Насыщение колонны спиральными хому- тами может не только увеличить её прочность, но значительно повысить деформативность. Недостатком армирования железобетон- ной колонн спиральными хомутами является сложность выполнения соответствующих ар- матурных работ, однако имеется положитель- ный зарубежный опыт такого армирования колонн, причем не только кругового (или близкого к круговому) сечения, но и квадрат- ного сечения большого размера. На (рис. 2.6) приведен пример мультиспи- рального поперечного армирования мощной колонны квадратного сечения высотного зда- ния сборно-монолитной конструкции, возве- денного в Тайване. Арматурные спирали изготовляли непос- редственно на стройплощадке на мобильной автоматизированной гибочной установке. При конструировании колонн из монолит- ного железобетона с поперечной арматурой в виде спирали, учитываемой в расчете как кос- венное армирование (расчет по ядру сечения), должны соблюдаться следующие условия: - спирали в плане должны быть круглыми; - расстояния между витками спиралей вдоль оси колонны должны быть не менее 40 мм, не более ’/5 диаметра сечения ядра круг- лой колонны или же меньшего размера ядра прямоугольной колонны и не более 100 мм; - спирали должны охватывать всю рабочую продольную арматуру. - диаметр навивки спиралей ds в колоннах с формами сечения, вписывающимися в круг, должен быть не менее 200 мм (рис. 2.5). Сетки косвенного армирования делают сварными из пересекающихся стержней При косвенном армировании сварными сетками должны соблюдаться следующие условия: - площади сечения стержней на единицу длины сетки в одном и другом направлениях не должны различаться более, чем в 1,5 раза; - шаг сеток (расстояние между сетками в осях стержней одного направления) следует прини- мать не менее 60 мм, не более 73 меньшей сто- роны сечения стойки и не более 150 мм (для сто- ек из ячеистого бетона — не более 70 мм); - размеры ячеек сеток назначают не менее 45 мм, не более 1/4 короткой стороны сечения стойки и не более 100 мм. Первую сварную сетку следует располагать на расстоянии 15 — 20 мм от верхней торцевой по- верхности стойки. В случае усиления концевых участков стоек у торца предусматривают не ме- нее четырех сварных сеток и располагают их на длине (считая от торца стойки) 10J (где d—наи- больший диаметр продольной арматуры стойки). Сосредоточение части продольной арматуры в центральной зоне сечения колонны. Примеры конструкции такого армирова- ния показаны на рис. 2.7. Посредством размещения группы продоль- ных стержней в ядровой части сечения колон- ны, замкнутой косвенной арматурой, можно сократить поперечные размеры колонны, уве- личить её гибкость, улучшить сейсмостокость а Рисунок 2.6 — Поперечное армирование с помощью автоматизированного оборудования: а — мультиспиральное; б — непрерывными многосрезными хомутами (1 и 4 — малая и большая спирали; 2 и 3 — рабочая и конструктивная продольная арматура; 5 — непрерывный многосрезный хомут) 96
Рисунок2.7— Схемы размещения продольной арматуры колонны, сосредоточенной в ядровой части сечения: 1 и 4 — отдельное размещение хомутов в ядре; 2 и 3 — дополнительная продольная арматура каркасной конструкции здания. Такая схема армирования, уменьшая размеры сечения ко- лонны, не создает трудностей при бетониро- вании. Целесообразно её применение для ко- лонн в нижних этажах высотных сооружений. Железобетонная колонна с секциональным армированием В этом случае сечение колонны разделяют на отдельно армированные секциональные участки, разделенными перегородками из за- полняющего материала (рис. 2.8). В ряде слу- чаев, например в технических этажах умень- шенной высоты, это позволяет снизить опас- ность хрупкого разрушения, характерную для коротких колонн. Рисунок 2.8— Схемы секционального армирова- ния колонны Пилястры (полуколонны) и встроенные колонны Эффективным конструктивным приемом локального увеличения несущей способности и жесткости стен в местах опирания балок пе- рекрытия является устройство пилястров. При- менение пилястров целесообразно также, ког- да в зонах опирания балок на стены, из-за ог- раниченности поперечного сечения стены, не удовлетворяются конструктивные требования по длине горизонтальной анкеровки концевых участков продольной рабочей арматуры балок. Пилястры могут быть расположены как с внешней, так и с внутренней стороны стены. Пример армирования пилястров приведен на рис. 2.9. 1— пилястр; 2 — балка перекрытия; 3 — стена; 4 — встроенная колонна. Рисунок 2.9 — Способы армирования пилястров- полуколонн Усилнение участка стены в зоне опирания ба- лок перекрытия может быть выполнено с помо- щью встроенных (скрытых) колонн в виде допол- нительного объемного арматурного каркаса. 2.3 Капители (оголовки) колонн Капители колонн служат средством усиле- ния плит безбалочного перекрытия в зонах опирания на колонны. Так называемые рас- пластанные капители, с размером вылета от боковой грани колонны до !/4 шага колонн, ус- траивают с целью уменьшения пролетных мо- ментов для выполнения требований второго предельного состояния (трещиностойкость, деформативность), а также для увеличения несущей способности приопорных зон по на- клонным сечениям и на продавливание. Наиболее рациональным и эффективным является использование капителей колонн в каркасных зданиях, возводимых в сейсмоопас- ных зонах, и зданиях, проектируемых с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния. Данный прием конструирования около- опорных зон безригельных перекрытий позво- 97
06 Фб 08 или 010 1-1 2-2 3-3 Рисунок2,10—Армирование капителей (оголовков) колонн: 1 — расстояние между осями колонн ляет при выполнении требований по несущей способности обеспечить значения относитель- ной высоты сжатой зоны бетона существен- но меньшие граничных значений ^R, исклю- чить хрупкое разрушение по бетону в опорных 3»Т1Й зонах и создать условия для эффективного пе- рераспределения усилий, способствующего, как указывалось выше, повышению безопас- ности здания. Варианты армирования оголов- ков колонн представлены на рис. 2.10. 2.4 Армирование колонн с включением стальных профилен Бетонная колонна со стальными профиля- ми обладает свойствами как железобетонной так и стальной конструкции. Такие колонны имеют высокую прочность и жесткость, они обладает свойствами, необходимыми для вос- приятия сейсмических воздействий, и доста- точно высокую пожаростойкость. В связи с тем, что каркас из стальных про- филей участвует в работе колонны на сжатие, имеется возможность уменьшения размеров её поперечного сечения. По сравнению с желе- зобетонной колонной при равных нагрузках площадь сечения колонны с жесткой (про- фильной) арматурой сокрощается на 30—40 %. Работа колонны улучшается не только при малых, но и при значительных эксцентриси- тетах приложения осевой силы. Применение колонн этого типа эффектив- но при большой высоте сооружения, большом шаге колонн, значительной осевой нагрузке, в несущих каркасах сейсмостойких зданий. В на- стоящее время такие колонны широко приме- няют для колонн нижнего этажа высотных зда- ний. Однако при этом существенно возрастают трудности в выполнении строительных работ, в основном связанные со сложнстью конструкций узлов сопряжения сталебетонной колонны со стальными профилями балок каркаса. Виды сталежелезобетонных колонн Сталежелезобетонные колонны включают стальные элементы, расположенные внутри или снаружи тела колонн. Располагаемые в теле колонны армирую- щие элементы выполняют из прокатных или сварных профилей (двутавров, швеллеров) либо из массивного проката обычно прямоу- гольного сечения — слябов (рис. 2.11 и 2.12). Рисунок 2.11 — Поперечные сечения сталежелезобетонных колонн с внутренним расположением жесткой арматуры в сечении: а — внутреннее армирование стальными листами (слябами); б — внутреннее армирование отдельными прокатными элементами; в — внутреннее армирование прокатными элементами, сваренными в пространственный каркас; 1 — стальной лист; 2 —гибкая арматура; 3— стальной прокатный элемент; 4 — поперечные хомуты гибкой арматуры; 5 — арматурный стержень или пластина; 6 — бетон 98
a Рисунок 2.12 — Поперечные сечения сталежеле- зобетонных колонн с внешним расположением жесткой арматуры в сечениях: а — внешнее армирование стальными листами; б — внешнее армирование прокатными элементами, сваренными в пространственный каркас, в — внешнее армирование стальной трубой; 1 — стальной лист; 2 — арматурный стержень или пластина; 3 — прокатный уголок или швеллер; 4 — гнуто-сварной профиль; 5 — стальная труба; 6 — гибкая арматура; 7 — бетон По конструктивным требованиям, а также с целью повышения несущей способности в поперечном сечении сталежелезобетонных элементов кроме жесткой несущей арматуры может быть установлена и дополнительная гибкая стержневая арматура. Наибольшее распространение получили трубожелезобетонные колонн, в которых в роли опалубки, продольной и поперечной ар- матуры выполняет стальная труба, заполнен- ная бетоном (рис. 2.12в). При этом бетон ядра трубожелезобетонных колонн может как иметь, так и не иметь сцепления с трубчатой оболочкой. В некоторых случаях для решения специ- альных инженерных задач используют встро- енные колонны с заполнением из металличес- ких конструкций (рис. 2.13) Рисунок 2.13 — Армирование встроенных колонн с включением металлической конструкции в виде решетчатой колонны из 4 швеллеров Раздел 3 СТЕНЫ 3.1 Общие требования к армированию железобетонных монолитных стен Стены из монолитного железобетона мо- гут быть несущими и самонесущими. Несущие стены в монолитных зданиях вы- полняют в виде отдельно стоящих стеновых элементов, перекрестной и замкнутой стено- вой системы (ядер жесткости). Наиболее рациональным конструктивным решением для несущих стен здания является их этажная соосность по вертикали с переда- чей суммарной нагрузки на фундамент. При значительных различиях в планировочных ре- шениях этажей возможно смещение несущих стен по горизонтали с передачей нагрузки на несущие вертикальные элементы (колонны, стены) нижних этажей посредством элементов перекрытий (балок, плит). Армирование несущих стен зависит от кон- структивного решения, вида и интенсивности нагрузки, а также от требований по огнестой- кости и огнесохранности. Самонесущие монолитные стены выполня- ют ограждающие функции для внутренних по- мещений. Оправданность их применения мо- жет быть обоснована технологическими причи- нами (например, ограниченными сроками воз- ведения объекта), а также требованиями про- 99
тивопожарной безопасности. Толщину таких стен рекомендуется принимать не менее 180 мм, класс бетона не ниже В20, процент армирова- ния в любом сечении, включая зоны соедине- ния стержней внахлестку, — не более 10 %. Армирование таких стен обычно принима- ют исходя из конструктивных требований (таблица 2.1 ч. II). В армированных стенах горизонтальная ар- матура, выполняющая функцию восприятия температурных и усадочных напряжений, более важна чем вертикальная, и поэтому её следует располагать так, чтобы с внешней стороны сте- ны был обеспечен защитный слой бетона не ме- нее 20 мм. Поперечная арматура, обычно имею- щая форму шпилек (скруток) обеспечивает ус- тойчивость сжатой арматуры и является связу- ющим элементом, объединяющим плоские сет- ки, расположенные у обеих поверхностей стены, в единый пространственный каркас. В ряде случаев роль поперечной арматуры выполняют унифицированные плоские свар- ные каркасы «лесенки». Расстояния между соседними вертикаль- ными стержнями сеток не должно быть бо- лее двухкратной толщины стены и 400 мм (табл. 2.1 ч. II). Если основная арматура расположена вблизи поверхности стены, число элементов поперечной арматуры (шпилек, скруток) дол- жно быть не менее четырех на 1 м2 поверхнос- ти стены. В любой зоне стены, где общая площадь вертикальной арматуры у обеих поверхностей превышает 0,02 Лс, где Ас — площадь сечения стены, нормального относительно стержней сжатой арматуры, необходима установка попе- речных скруток, расстояние между которыми рассчитывается и не должно превышать 4-х кратной толщины стены. Стены рекомендуется армировать, как правило вертикальной и горизонтальной ар- матурой, расположенной симметрично у бо- ковых поверхностей, и поперечными связя- ми, соединяющими вертикальную и горизон- тальную арматуру, расположенную у проти- воположных сторон стены. Максимальные расстояния между вертикальными и горизон- тальными стержнями арматуры, а также меж- ду поперечными связями следует принимать такими, чтобы предотвратить выпучивание вертикальных сжатых стержней и обеспечить равномернее восприятие действующих в сте- не усилий. 100 3.2 Армирование несущих стен При незначительной гибкости стены и центрировании передаваемой на нее нагрузки от перекрытия и вышерасположенных стен часто не требуется установка вертикальной рабочей арматуры для восприятия сжимающих усилий, так как вполне достаточным часто ока- зывается конструктивное армирование. Ранее бытовало мнение, что для восприя- тия высоких нагрузок повысить марку бето- на стены или увеличить её толщину целесо- образнее, чем принять повышенный процент содержания сжатой арматуры. В настоящее время коммерческие соображения, обуслав- ливаемые высокой ценой квадратного метра полезной площади здания, склоняют проек- тировщика к решению проблемы повышения несущей способности стен путем усиления армирования или использования арматуры повышенной прочности (классов А500 или даже А600). При использовании арматуры классов А400 и ниже существует опасность снижения несущей способности сжатых элементов из-за потери устойчивости и бокового выпучивания арматурных стержней при развитии в них на- пряжений физического предела текучести, прежде чем деформации сжатия в бетоне дос- тигают предельных значений. При обычном поперечном армировании проблема частично решалась ограничениями по минимальному диаметру сжатой арматуры ds > 12 мм. К сожа- лению, такое ограничение препятствовало применению в сжатых элементах арматуры ди- аметром менее 12 мм, поставляемой в мотках (бунтовой), раскрой и переработка которой позволяют существенно уменьшить отходы металла. Арматурный прокат классов А500 и А600, в т.ч. выпускаемый в мотках, достигает преде- ла текучести при сжатии при деформациях, превышающих предельные деформации сжа- того бетона, что обосновывает целесообраз- ность установки в стенах арматуры этих клас- сов в диаметрах начиная от 8 мм. Результаты последних исследований про- изводимой в РФ холоднодеформированной арматуры класса В500С, при сжатии также ука- зывают на возможность ее э ективного при- менения в сжатых элементах, в частности в сте- нах, (см. раздел 1.2.4 ч. I). Поперечная арматура не требуется, если для армирования стен применяются сварные сет-
Рисунок 3.1 — Анкеровка с помощью П-образных деталей: а — торцевой участок плиты; б — торцевой участок стены; в — Т-образный стык; г — угловой стык ки с диаметром стержней до 16 мм включитель- но, и толщина защитного слоя не менее 2ds. Если проектное решение диктуется мини- мальным армированием, то у каждой поверх- ности стены должно быть установлено не ме- нее 50 % требуемого количества арматуры. Минимально допустимый диаметр гори- зонтальной арматуры стен — 0,25ds вертикаль- но расположенной арматуры. В сварных сетках соотношение диаметров арматуры должно соответствовать условиям сварки сеток. В сильно напряженных стеновых конст- рукциях (включая балки-стенки) несущая спо- собность опорных (краевых вертикальных и нижних) участков может быть повышена за счет установки спиральных хомутов или кос- венного армирования сварными сетками, рас- полагаемыми в несколько рядов. Вертикальные свободные грани стены реко- мендуется охватывать П-образными хомутами с длиной анкеровки, равной 2h или 1ап Установка хомутов также необходима в местах углового и т-образного сопряжения стен (рис. 3.1 а,б). Узловые сопряжения стен в местах их пересе- чения при невозможности сквозного пропуска горизонтальной арматуры стен через этот стык следует армировать по всей высоте стен пересе- кающимися П-образными хомутами, обеспечи- вающими восприятие концентрированных гори- зонтальных усилий в узловых сопряжениях стен, а также предохраняющими вертикальные сжатые стержни в узловых сопряжениях от выпучивания и обеспечивающими анкеровку концевых участ- ков горизонтальных стержней (рис.3.1 в,г). 3.3 Армирование балок-стенок В зданиях со сложной архитектурно-пла- нировочной структурой появляется необходи- мость включения в конструктивную систему балок стенок [ 14]. Балки-стенки очень часто используют в зданиях, к конструкциям которых предъявля- ются требования по сейсмостойкости, так как они значительно повышают пространствен- ную жесткость системы. Балки-стенки бывают однопролетными и многопролетными, с подвесной нагрузкой и консольными вылетами. В них часто бывает необходимым располагать проемы. Обычно отношение пролета балки-стенки к её высоте бывает меньше или равно 2. Балки-стенки должны, как правило, содер- жать прямоугольные сетки, располагаемые около каждой грани (плоскости). Минималь- ная суммарная площадь армирования прини- мается равным 0,1 %, но не менее 150 мм2/м для каждой плоскости и в каждом направле- нии. Расстояние между двумя соседними стер- жнями сетки не должно превышать двойную толщину балки-стенки или 300 мм. Рабочую арматуру в балках-стенах, как правило, устанавливают в горизонтальном направлении (рис. 3.2). Отогнутые (наклон- ные) стержни используют редко, например, когда необходимо решать задачи усиления надпроемного пространства при его сложной конфигурации (рис. 3.3) или для восприятия локальных нагрузок в зоне пересечения сте- нок (рис. 3.11—3.13). Хомуты применяют лишь из конструктив- ных соображений для охвата основной ниж- ней арматуры, сечение которой одинаково по всей длине (от опоры до опоры). Анкеровку нижней арматуры в опорных зонах определяют, принимая усилие в ней, рав- ное 80 % расчетного, воспринимаемого стер- жнями в пролете. При нехватке места для выполнения тре- бований к длине анкеровки 1ап,концы стерж- 101
ней усиливают крюками, отгибами, U -образ- ными хомутами, приваркой анкерных пластин или уголков. Основная арматура балки-стенки распре- деляется по высоте на участке 0,15 — 0,20Л, где h — общая высота стенки. При этом, если 7/ h <1, высоту распределения основной арматуры принимают равной 0,15 — 0,20 /, где /—длина пролета. Вариант усиления в эоне опирания Рисунок 3.2 — Армирование загруженной поверху однопролетной балки-стенки Вертикальные краевые зоны балки-стенки должны быть усилены горизонтальными хому- тообразными, стержнями, охватывающими краевые вертикальные стержни. Шаг этих стержней, особенно если боко- вые торцы стенки имеют утолщения, должен быть более частым, чем шаг основной про- дольной арматуры в остальной части балки- стенки (рис. 3.2). В многопролетных балках-стенках основ- ная нижняя арматура должна быть сквозной без обрывов и отгибов. Стыковать стержни этой арматуры можно внахлестку, располагая места стыкования над промежуточными опо- рами. Балки-стенки консольные и с подвесной нагрузкой Консольно выступающие участки балки стенки, нагруженные поверху, армируются по высоте в зависимости от отношения l/h. При этом основная арматура распределяется по высоте стенки согласно эпюрам, приведенным на рис. 3.6, с заделкой стержней за опорами согласно общим требованиям по анкеровке. Распределение арматуры за пределами консольной части балки-стенки зависит от расположения сил, удерживающих консоль от опрокидывания (рис. 3.7). Если в зоне размещения арматуры распо- лагаются плиты перекрытия, то в них может быть перенесена часть растянутой арматуры, требуемой в балке-стенке. В балках-стенках с подвесной нагрузкой, кроме основной горизонтальной арматуры, необходимо размещать дополнительную вер- тикальную арматуру в виде хомутов или хому- тов-сеток с шагом стержней 100 — 150 мм. Рисунок 3.3 — Схема армирования балки-стенки с большими проемами 102
a - a Пример по диаметрам б-б Пример по диаметрам Рисунок 3.4 — Армирование многопролетных балок-стенок: b-ljh = 1,0;б -l/h = 2,5 а - а Рисунок 3.5—Армирование подвальных стен, находящихся под действием сосредоточенных нагрузок l/h=l l/h-0,6 l/h<0,5 Рисунок 3.6 — Распределение в опорном сечении растягивающих напряжений и рекомендуемые зоны размещения основной арматуры по высоте консольных балок-стенок 103
р р АВ АВ 1П1ШИР | Только сосредоточенные нагрузки, расположенные: на консоли на консоли и в пролете равномерно распределенная нагрузка в смежном пролёте и сосредоточенная на консоли Условные обозначения: растяжение,---------сжатие. Рисунок3.7— Схематические варианты распределения усилий в консольных балках-стенках Такая арматура при 7/Л>1,2 должна быть заделана у верхнего края, а при Z/Л < 1,2 — в соответствии с траекторией главных растяги- вающих напряжений, примерно, в пределах зоны, очерченной полуокружностью радиусом 0,5/, как показано на рис. 3.8. На рис. 3.9 приведены траектории главных напряжений в зоне сопряжения стенок с пря- мым и непрямым опиранием. В соответствии с траекторией главных напряжений и в зави- симости от величины действующих усилий на рис. 3.10,3.11,3.12 приведены схемы армиро- вания основных ответственных участков ба- лок-стенок и их сопряжений. На рис. 3.13 показан пример армирования опорной консольной балки-стенки с непря- мым опиранием. Узел "Б” перекрытия укладывается на продольную арматуру стенки Рисунок 3.8— Армирование балок-стенок с равномерно распределенной подвесной нагрузкой: а — общее армирование; б — армирование узловых соединений 104
l/2li Стенка II Сжатие Растяжение Рисунок 3.9 — Траектории главных напряжений в зоне сопряжения стенок Стенка I 4),5h (0,5 I) Стенка Хомуты- подвески Вертикальные хомуты Стенка 1 Основная нижняя арматура Горизонтальный хомут Горизонтальный хомут Зона передачи нагрузки. Силы воспринимаемые арматурой в виде вертикальных и горизонтальных хомутов. Основная нижняя арматура 1~.............. Хомуты - подвески Рисунок 3.10 — Армирование зоны сопряжения стенок при умеренных усилиях, возникающих в стыке 105
Стенка! Стенка II Рисунок 3.11 — Армирование опорной стенки II для восприятия локальной нагрузки с помощью наклон- ных стержней (при высоких значениях усилий в стыке) в-в Отогнутые стержни по оси балки-стенки Стенка I Горизонтальный хомут ^0,5h (0,51) Зона передачи нагрузки. Силы воспринимаемые арматурой в виде наклонных хомутов. Основная нижняя арматура Стенка I Стенка I Основная нижняя арматура Рисунок 3.12 — Армирование зоны сопряжения балок-стенок (см. рис. 3.9) при значительных усилиях Стенка П хомут Вертикальный хомут 106
в-в Рисунок 3.13 — Армирование опорной консольной балки-стенки II при высоких уровнях напряжений в зоне примыкания балки стенки I Раздел 4 ПЕРЕКРЫТИЯ 4.1 Общие требования к армированию перекрытий Перекрытия многоэтажных жилых и обще- ственных зданий из монолитного железобето- на выполняются, как правило, в виде плоской плиты постоянной толщины по всей площади перекрытия. При больших пролетах и значи- тельных нагрузках в перекрытиях предусматри- вают балки (ребра), идущие в одном или двух ортогональных направлениях. Во втором слу- чае главные балки опираются на колонны или стены, а второстепенные балки на главные. Для уменьшения моментов в крайних про- летах предусматривают обвязочные балки по контуру перекрытия монолитно объединен- ные с плоской плитой. Главные конструктивные требования к ар- мированию перекрытий приведены в табл. 2.1 (ч. II). Основными конструктивными показате- лями перекрытий являются геометрические размеры их отдельных элементов (плит, балок, ребер), вид и класс прочности бетона и арма- туры, количество арматуры (процент армиро- вания). Оптимальные решения при проектирова- нии достигаются путем технико-экономичес- кого сравнительного анализа, исходя из тре- бований расчета, конструирования и стоимо- стных показателей примененных материалов (бетона, арматуры), трудоемкости строитель- ных работ и т.п. Расчетные показатели включают требова- ния, относящиеся к первому предельному со- стоянию( прочности) и ко второму предельно- му состоянию (трещиностойкости и деформа- тивности). Расходы бетона и арматуры могут опреде- ляться теми или иными требованиями, зави- сящими, в основном, от длины пролетов в пе- рекрытии (шагов колонн и стен). 4.2 Армирование железобетонных балок По числу пролетов и условиям опирания балки монолитных железобетонных перекры- тий могут быть подразделены на однопролет- ные свободно лежащие, однопролетные зе- щемленные на одной или обеих опорах, мно- гопролетные неразрезные, консольные. Балки бывают гибкими l/h > 8 и короткими %>l/h > 2. Помимо перекрытий в зданиях и сооружени- ях монолитные железобетонные балки могут нести как самостоятельные конструктивные функции, так и в составе фундаментов и дру- гих элементов зданий. Форму поперечных сечений монолитных балок обычно принимают прямоугольной или тавровой (с верхним или нижним расположе- нием полки). Возможны и другие конфигура- ции поперечных сечений балок (двутавровая, трапецеидальная, коробчатая и др.), но их при- менение ограничивается технологическими трудностями производства монолитного желе- зобетона. Гибкие балки Минимальную высоту сечения гибких ба- лок в долях от пролета и размеры поперечных сечений рекомендуется назначать по таблицам 4.1 и 4.2. Ширину поперечного сечения балок 107
Таблица 4.1. Минимальная высота сечений гибких балок Тип балки и характер опирания Вид бетона тяжелый лёгкий Ригели и прогоны (1/15)/ (1/12)/ Второстепенные балки (1/20)/ (1/17)/ Балки часторебристые перекрытий: при свободном опи- рании при упруго заделан- ных концах (1/20)/ (1/25)/ (1/17)/ (1/20)/ принимают равной от 1/3 до72 высоты сечения, как правило, 100, 120, 150, 200, 220, 250 мм и далее кратной 50 мм. В тонкостенных конструкциях перекрытий толщина ребра балки может составлять до У5 высоты сечения. Армирование балок из монолитного же- лезобетона выполняют в виде сварных кар- касов, состоящих обычно из продольных и поперечных стержней, и вязаных каркасов, включающих также и отогнутые стержни (рис. 4.1; 4.2; 4.3). Площадь сечения рабочей арматуры определяют расчетом и принима- ют не менее значений, приведенных в табл. 2.1. (ч. П). Диаметр рабочей продольной ар- матуры в балках с доведением до опоры не менее двух стержней должен быть не менее 10 мм. В ребрах часторебристых перекрытий допускается применение рабочей арматуры диаметром 8 мм с доведением до опоры од- ного стержня. В вязаных каркасах при высоте балок400 мм и более рекомендуется использовать в качестве ненапрягаемой рабочей арматуры стержни диаметром не менее 12 мм. Для конструктив- ной продольной арматуры можно применять стержни меньшего диаметра. В балках из легкого бетона с арматурой класса прочности 500МПа и ниже диаметр продольной арматуры не должен превышать для бетона классов: В12,5 и ниже.............16 мм В15...В25...............25 мм ВЗО и выше...............32 мм В балках из ячеистого бетона класса В10 и ниже диаметр продольной арматуры должен быть не более 16 мм. В балках рекомендуется применять не бо- лее двух разных диаметров продольных стер- жней (не считая стержней конструктивной арматуры). Стержни большего диаметра еле- дует располагать в первом (нижнем) ряду, в углах поперечного сечения (в вязаных карка- сах — в местах сгиба хомутов). Стержни ненапрягаемой продольной рабо- чей арматуры должны размещаться равномер- но по ширине сечения балки, как правило, не более чем в три ряда. При этом в третьем (вер- хнем) ряду должно быть не менее двух стерж- ней. Недопустимо размещение стержней выше- расположенного ряда над просветами между стержнями предыдущего (нижерасположенно- го). Расстояние в свету между отдельными стержнями продольной арматуры принимают не менее наибольшего диаметра стержней и не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм — для верхней. Рекомендации по максимальному числу продольных стержней одинакового диаметра для размещения в одном ряду по ширине бал- ки приведены в табл. 4.3. Таблица 4.2. Рекомендуемые размеры прямоугольных поперечных сечений балок Ширина сечения, мм Высота сечения, мм 300 400 500 600 700 800 1000 1200 Далее кратно 300 150 200 —1-* *—1— 300 400 НН "И*" 500 НН Далее кратно 100 — — 108
Таблица 4.3 Максимальное число продольных стержней одного диаметра, размещаемых в одном ряду по ширине балки Ширина сеченения балки, мм Арматура в сечении балки Диаметр стержней, мм 12 14 16 18 20 22 25 28 32 36 40 150 Верхняя 3 3 3 2 2 2 2 2 - •1 150 Нижняя 3 3 3 3 3 2 2 2 — - - 200 Верхняя 4 4 4 4 3 3 3 3 2 200 Нижняя 5 4 4 4 4 3 3 3 2 —— — 300 Верхняя «МММ • 1 1 6 6 5 5 5 4 4 3 3 300 Нижняя 7 6 6 5 5 5 4 3 3 400 Верхняя 7 7 6 6 6 5 4 400 Нижняя - 8 8 7 6 6 5 4 500 Верхняя — 9 9 8 8 7 6 6 500 Нижняя — - 10 10 9 8 7 6 6 Рисунок 4.1 — Схемы армирования сечений балок: а — вязаной арматурой, двухсрезными хомутами; б — вязаной арматурой, четырехсрезными хомутами; в — сварной арматурой; 1 — открытый хомут; 2 — закрытый хомут; 3 — хомут балок, рассчитанных на кручение 109
б a При необходимости загиба - прямой кркж не менее 100мм Ь 6 z бОих f IX f JZ I. Ж As к При невозможности перепустить через опору, оборвать на 20d ^0,8 lan ^0,8 lan >10d (В случае учёта сжатой арматуры в расчёте) Рисунок 4.2 — Армирование второстепенных монолитных балок отдельными стержнями: а — крайние опоры; б — средняя опора; tx — по расчету, но не менее */3/; t2 — по расчету, но не менее 1/4Г, lat>5d (А500С) и 10J (А500СП) ПО
(600 ... 1200)n 200x2 (600 ... 1200)n H Л Л 200x2 . T V/ 200x2 в 15dj 1 - 1 2 Рисунок 4,3 — Армирование второстепенных монолитных балок сварными сетками: а, а' — крайние опоры; б — средние опоры; в — деталь установки стыкового стержня при рабочей арматуре из стерж- ней соответственно гладких (слева) и периодического профиля (справа); 1,5 — пролетная арматура балок соответственно главной и второстепенной; 2 — главная балка; 3 — опорная сетка второстепенной балки; 4 — второстепенная балка; 6 — стыковой стержень диаметром d.; — по расчету, но не менее */3/; t2 — по расчету, но не менее !/4/ 111
При расположении нижней арматуры более, чем в два ряда по высоте сечения рас- стояния между стержнями третьего и после- дующего рядов принимают не менее 50 мм (рис. 4.4). Рисунок 4.4 — Расположение продольной армату- ры в поперечном сечении балки: а — сварной; б — вязаной В стесненных условиях стержни можно размещать попарно без зазоров. Расстояние в свету между стержнями назначают по но- минальному диаметру арматуры dn без уче- та габаритов выступов и ребер периодичес- кого профиля. Нижнюю арматуру, которая доводится до крайних свободных опор ба- лок, следует заводить за грань опоры на дли- ну анкеровки, определенную по формуле (1.3) ч.1. Целесообразно для таких балок предусмат- ривать расположение не менее двух замкнутых хомутов в зонах за опорами из арматуры пери- одического профиля диаметром не менее 8 мм. В этом случае при использовании в качестве продольной арматуры класса А500СП длину запуска растянутых стержней за внутреннюю грань свободной опоры принимать равной l(kZH (рис. 4.2а, 4.3а). Часть стержней пролетной сварной арма- туры сверх тех, которые следует довести до опоры, нужно обрывать в пролете. Стержни пролетной вязаной арматуры, при их числе более двух при двухсрезных хомутах, или бо- лее четырех при четырехсрезных хомутах, мож- но отгибать на опоры. Длину приопорного участка балки, на ко- тором размещают отгибы, места обрывов и отгибов стержней определяют расчетом. При конструировании отгибов необходи- мо выполнять следующие требования: а) расстояние от грани опоры (колонны, прогона) до начала отгиба должно быть не бо- лее 50 мм; б) начало отгиба в растянутой зоне должно отстоять от нормального к оси элемента сече- ния, в котором отгибаемый стержень полнос- тью используется по моменту, не менее чем на Aq/2, а конец отгиба должен быть расположен не ближе того сечения, в котором отгиб не тре- буется по эпюре моментов (рис. 4.5). Рисунок 4.5 — Положение отгибов, определяемое эпюрой изгибающих моментов в балке Не допускается применение так называе- мых «плавающих» стержней, т.е. коротких стержней с одним наклонным участком и не связанных с общей арматурой. При необходи- мости допускается применение дополнитель- ной арматуры на промежуточной опоре в виде коротких стержней с двумя наклонными и дву- мя горизонтальными участками снизу для обеспечения анкеровки. в) радиус дуги, по которой отгибается на- клонный участок стержня, должен быть не менее 10dH. Угол наклона отгиба к продольной оси балки принимают обычно равным 45°. В балках высотой более 800 мм и в балках-стен- ках угол наклона отгибов может быть увели- чен до 60°, а в низких балках и при сосредото- ченных нагрузках — уменьшен до 30°. г) в балках шириной 200 мм и менее в каж- дой плоскости можно отгибать по одному стержню. В балках шириной 300-*-400 мм в пер- вой от опоры плоскости следует отгибать не
менее двух стержней, а в последующих плос- костях можно отгибать и по одному. В балках шириной более 400 мм в каждой плоскости должно быть отогнуто не менее двух стержней. д) отгибы стержней желательно распола- гать симметрично относительно вертикальной оси сечения балки; если же отгибается один стержень, размещать его следует как можно ближе к указанной оси. Отгибать стержни, расположенные непосред- ственно вблизи боковых граней балок, не рекомен- дуется. Стержни с отгибами располагают на рас- стоянии не менее 2 dn от боковых граней балки. гаться не ближе к опоре, чем точка пересече- ния эпюры поперечных сил с эпюрой Qbsw (рис. 4.66). Здесь Qh'MrQh+Q™ — расчетная предель- ная поперечная сила, воспринимаемая бето- ном сжатой зоны Qb и только вертикальными хомутами б5И, в невыгоднейшем наклонном сечении; u—(RbbhJ)/Q где Q — расчетная по- перечная сила в месте теоретического обрыва стержней (последнего от грани опоры отгиба). Значения отношения u/hQ можно назначать по таблице 4.4. Если же в расчете не содержится указаний о расположении плоскостей отгибов, рассто- яние между ними принимают в соответствии с рис.4.2, конструирование отогнутых стерж- ней производят в соответствии с рис. 4.7. ж) стержни, отгибаемые из пролета в пер- вой и второй плоскостях от промежуточной опоры, заводят в смежный пролет. Стержни, отгибаемые в третьей и последу- ющих плоскостях, в случае отсутствия в них надобности на опорных участках, можно об- рывать в пролете (рис. 4.2). Верхние концы отогнутых стержней, кото- рые не переводят через опору в смежный про- Рисунок 4.6— Положение отгибов, определяемое эпюрой поперечных сил в балке: а — при действии на балку сосредоточенных сил; б — при действии на балку равномерно распределенной нагрузки е) расстояние между наклонными участка- ми стержней по длине балки определяют рас- четом. Нижняя точка последнего отгиба (считая от опоры) при сосредоточенных нагрузках может располагаться ближе к опорам, чем точ- ка пересечения эпюры поперечных сил Q с эпюрой Qbsw, на величину не более чем «и» (рис. 4.6а). При равномерных нагрузках ниж- няя точка последнего отгиба должна распола- лет, должны заканчиваться прямыми участка- ми длиной не менее 0,8/ап, но не менее 20JH в растянутой зоне и 10dH — в сжатой. Следует избегать обрыва отогнутых стержней в растя- нутой зоне (внизу). Вертикальные проекции hinc, мм, наклонных участков отгибаемых стержней, в зависимости от высоты сечения балки h, и толщины защит- = h — aL — а'.: ного слоя бетона аь, вычисляют по формулам: 1 ^inc,2 аь а b d2 20; hinc,i= h — ab — ab — d{ — 2Q; hinc^ h~ab~ a'b~ di~d2~ 40- При этом: для второстепенных балок ab=a'b для главных балок, к которым примы- кают второстепенные балки с верхней армату- рой диаметром до 20 мм, — а'ь= аь+?& мм, а для главных балок, к которым примыкают вто- ростепенные с верхней арматурой диаметром более 20 мм, — а'ь= аь + 30 мм. Если d2>20 мм, или ^>20 мм, или (d{ + iZ2)>40 мм, то в последние три формулы под- Таблица 4.4. Значения u/h0 для разных отношений Q/{bh0R^ 1/3 1/4 1/5 1/6 1/7 1/8 1/9 1 1/10 U/Ao 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 113
а 30° 45° 60° Д 1.5J d 0.5d X).8Zan(>10d) Отгибать не рекомендуется Отгибы или утки Отгибы Ставить утки или отогнутые стержни не рекомендуется Рекомендуется отгибать Рисунок4.7— Конструирование отогнутых стержней ставляют соответственно d2 и d{ вместо 20 мм, или + d2 вместо 40. Величины hinc вычисля- ют с точностью до 10 мм. На крайних опорах многопролетных балок, при монолитном их соединении с железобе- тонными прогонами (обвязочными балками), должна быть предусмотрена верхняя арматура сечением не менее 0,25 сечения пролетной ар- матуры в примыкающем пролете. Верхняя арматура должна быть заведена на длину не менее !/6/ от внутренней грани про- гона (/ — пролет балки в свету) (рис. 4.2а). Верхняя арматуры должна быть заведена в прогон на длину 1ап, считая от грани прогона. На крайних опорах балок, опирающихся на кирпичные стены, для восприятия момента защемления, как правило, достаточно верхней монтажной арматуры, которая заводится за грань на 1ап. Д лина пролетных сварных каркасов второ- степенных балок назначается равной размеру пролета в свету, а за грань крайних и промежу- точных опор заводятся специальные стыковые стержни. Так делают в случае опирания вто- ростепенных балок на промежуточные и край- ние опоры в виде стоек, главных балок или прогонов. Стыковые стержни устанавливают на уровне стержней пролетной рабочей арма- туры балок, их число должно соответствовать количеству пролетных сеток, а диаметр — быть 114 не менее 10 мм и не менее половины диаметра рабочего стержня сетки. Общая площадь се- чения этих стержней должна быть не менее минимального процента армирования сечения балки на опоре. Стыковые стержни периоди- ческого профиля заводятся за грань опоры в пролет не менее чем на 15d. для арматуры класса А500С и 10^. для А500СП (рис. 4.Зв), где dj — диаметр стыкового стержня. Если по расчету на опоре требуется сжатая арматура, сечение стыковых стержней назначают по рас- чету, и они заводятся за грань опоры в пролет на расчетную длину стыкования внахлестку для сжатых стержней. Стержни нижней вязаной арматуры моно- литных балок (рис. 4.2) в случаях, когда в опор- ных сечениях нижняя арматура по расчету не требуется, рекомендуется заводить за грань промежуточной опоры не менее чем на длину 1ап для растянутых стержней. Если нижняя арматура на промежуточной опоре учитывается в расчете как сжатая или растянутая, то стык стержней смежных проле- тов осуществляется в соответствии с указани- ями по стыкованию арматуры внахлестку без сварки, при этом допустимо размещение в од- ном сечении стыков всех доведенных до опо- ры стержней. При действии на балку временной равно- мерно распределенной нагрузки, не превыша-
Рисунок 4.8— Армирование опор монолитных главных балок сварными сетками: а — средних; б — крайних; 1,2 — сетки соответственно опорная и пролетная; tx — по расчету, но не менее (73)/, /2 — по расчету, но не менее ющей утроенной постоянной, можно полови- ну (по площади сечения) верхних стержней за- водить за грань опоры в смежный пролет на длину 1/3 пролета в свету, а остальные — на 1/4 пролета. В многопролетных балках с разными длинами пролетов, отличающимися друг от друга не более чем на 20 %, места обрыва стержней во всех пролетах принимают оди- наковыми (по большему пролету), а при различии в пролетах более 20 % стержни в меньший пролет заводят на длину, опреде- ляемую по смежному (большому) пролету. Если же малый пролет находится между дву- мя большими, то из смежных пролетов про- тягивают поверху через весь меньший про- лет два стержня, даже если они не требуют- ся по расчету. Примеры армирования опорных зон глав- ных балок монолитных перекрытий сварны- ми сетками показаны на рис. 4.8. Схема арми- рования главных балок отдельными стержня- ми аналогична схеме армирования второсте- пенных балок (см. рис. 4.2). У боковых граней балок при высоте их по- перечного сечения более 700 мм ставят допол- нительные продольные конструктивные стер- жни с расстоянием между ними по высоте не более 400 мм и площадью поперечного сече- ния Asc ^0,00167/, где h' — расстояние меж- ду стержнями по высоте, Z>'=0,5Z>, но не бо- лее 200 мм (рис. 4.9). Рисунок 4.9 — Размещение конструктивных стержней по высоте боковых граней балок при каркасах: а — вязаных; б — сварных; 1,2 — продольная арматура соответственно опорная и монтажная; 3 — шпильки; 4 — продольный конструктивный стержень площадью поперечного сечения Аг/., 3 С • 1 115
Таблица 4.5 Диаметр стержня одного направления, dx 3+12 14; 16 18; 20 22 25+32 36; 40 Наименьший допустимый диаметр стержня другого направления, d2 3 4 5 6 8 10 Эти стержни должны соединяться шпилька- ми диаметром 6+8 мм из арматуры класса А-1, А400, А500 или В500, устанавливаемыми с ша- гом 500 мм по длине балки. Вместе с попереч- ной арматурой такие стержни сдерживают рас- крытие наклонных трещин на боковых гранях балок. В балках и ребрах высотой более 150 мм сле- дует устанавливать вертикальную поперечную арматуру. В балках и ребрах высотой 150 мм и меньше поперечную арматуру можно не ста- вить. Ее допускается не ставить и у граней тон- ких ребер и балок шириной 150 мм и меньше, если на их ширине располагается один продоль- ный стержень или одна сварная сетка. При этом должно соблюдаться условие 1,5АЛ//>Л^ q <----где Q — поперечная сила в с конце наклонного сечения на расстоянии от опоры с < ЗЛ0. Диаметр поперечных стержней в сварных сетках и каркасах определяется расчетом с уче- том условий технологии выполнения сварки (табл. 4.5). Конструктивные требования к поперечно- му армированию балок приведены в таблице 2.1 (ч.П) и рис.4.10. Длину приопорного участка I при равно- мерной нагрузке принимают равной 74 про- лета, а при сосредоточенных нагрузках — рас- стоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее */4 пролета. Расстояние между поперечными стержня- ми (хомутами) в балках со сжатой продольной арматурой, учитываемой в расчете, рекомен- дуется принимать по табл. 2.1 раздела 2. В вязаных каркасах средних балок моно- литных ребристых перекрытий при времен- ных нагрузках на перекрытие, не превышаю- щих 30 кПа, ставят открытые хомуты. В от- дельных балках прямоугольного или таврово- го сечения, в крайних балках монолитных реб- ристых перекрытий, в балках с расчетной сжа- той арматурой, а также в средних балках мо- нолитных ребристых перекрытий, рассчитан- ных на временную нагрузку более 30 кПа — замкнутые хомуты. В вязаных каркасах хомуты следует кон- струировать таким образом, чтобы в местах их перегиба, а также загиба концевых крю- ков (при отсутствии перепуска концов) обя- зательно располагались продольные стерж- ни. Каждый хомут должен охватывать в од- ном ряду не более пяти растянутых стерж- ней и не более трех сжатых. При большем числе стержней в одном ряду, а также при ширине балки 350 мм и более рекомендует- ся переходить на четырех- или многосрезные хомуты (рис. 4.1). В монолитных конструкциях в местах пе- ресечения балки с колонной или с прогоном первый хомут или поперечный стержень рас- полагают в пролете на расстоянии 50 мм от грани опоры. Рисунок 4.10— Расположение поперечной арматуры в балках, не имеющих отгибов: а — при высоте сечения балки до 450 мм; б — при высоте сечения балки более 450 мм 116
При опирании монолитных балок на кир- пичную кладку на крайней опоре первый хо- мут или поперечный стержень устанавливают у торца балки (с необходимым защитным сло- ем), а в пределах средних опор установку по- перечной арматуры продолжают с шагом, при- нятым для пролета балки. Короткие балки (8> l/h >2) и балки с нагрузкой вблизи onop(a/h < 2) В коротких балках или при нагрузке, при- лагаемой вблизи опор прочность на скалыва- ние увеличивается за счет эффекта свода. В этом случае растягивающие усилия в ребре балки становятся меньше, а, следовательно, уменьшается необходимость в наклонной ар- матуре (в отгибах). Более тою, расположение вблизи опор на- клонных хомутов в данном случае может спрово- цировать отколы бетона (рис. 4.11), что представ- ляет опасность для несущей способности балки. Определяющим фактором для повышения несущей способности балки являются надеж- но заанкеренные нижние продольные стержни, которые в данном случае нельзя обрывать в про- лете. Для обеспечения сопротивления сдвига- ющим усилиям достаточно наличие хомутов. На концевых опорах целесообразна уста- новка нескольких горизонтальных хомутов, в особенности, когда вблизи опоры действует большое внешнее сосредоточенное усилие (рис. 4.12). Рекомендуемые схемы армирования од- нопролетных и неразрезных балок с // А < 8 при- ведены на рис. 4.13. Длина заделки На длине а обрывы недопустимы а Опасность откола Траектории растягивающих усилий _____________Траектории сжимающих усилий Рисунок 4.11 — Схемы армирования опорных зон коротких балок: а — целесообразная; б — не рекомендуемая Горизонтальные хомуты, воспринимающие усилие ----------- сдвига dsi Рисунок 4.12 — Траектории напряжений (а) и армирование опорной зоны (б) при нагрузке, прилагаемой вблизи опоры 117
Однопролётная балка с / < 8 h Никаких обрывов Неразрезная балка с / < 8 п Для — $ 4 всю As и As заводить за опору Л Рисунок 4.13 — Рекомендуемые схемы армирова- ния однопролетных и неразрезных балок с l/h < 8 Дополнительные указания по армированию балок Примеры армирования балок, работающих на изгиб с кручением, приведены на рис. 4.14 . BOd Рисунок 4.14—Армирование балок, работающих на изгиб с кручением: а — прямоугольного сечения с вязаными сварными каркасами; б — сложного поперечного сечения с замкнутыми хомутами ребра (1) и полки (2) Рисунок 4.15— Пример приповерхностного армирования В балках, работающих на изгиб с кручени- ем, вязаные хомуты должны быть замкнуты- ми с перепуском их концов на 30d, где d — ди- аметр хомута, а при сварных каркасах все по- перечные стержни обоих направлений долж- ны быть приварены точечной сваркой к угло- вым продольным стержням, образуя замкну- тый контур. При отсутствии сварочных кле- щей плоские сварные сетки соединяют при по- мощи скоб посредством дуговой сварки их с поперечными стержнями. В балках сложного поперечного сечения (тавровых, двутавровых), работающих на из- гиб с кручением, все составляющие части се- чения (ребро, полки) должны иметь замкну- тое поперечное армирование в пределах каж- дой части (рис. 4.146). Расстояния между попе- речными стержнями, расположенными у гра- ней, нормальных к плоскости изгиба, должны быть не более ширины сечения элемента Ь У граней, сжатых от изгиба, при Т<0,2Л/ (где Т — крутящий момент, М — изгибающий момент) расстояния между поперечными стер- жнями допускается увеличивать, принимая их такими же, как в сжатых элементах. Приведенные указания относятся, в частно- сти, к крайним балкам, к которым второстепен- ные балки или плиты примыкают лишь с од- ной стороны (обвязочные балки, балки у тем- пературных швов и т.п.), а также к средним бал- кам, для которых нагрузки, передающиеся на балку от примыкающих пролетов, неодинако- вы (отличаются друг от друга более чем в 2 раза). Приповерхностное армирование Приповерхностное армирование применя- ется для предотвращения образования трещин и откола защитного слоя бетона балок, у кото- рых основная рабочая арматура выполнена из стержней диаметром более 32 мм, или когда эквивалентный диаметр групп стержней (^экв) также превышает 32 мм (рис. 2.2 ч. II). Это армирование выполняют из проволоч- ных сеток или стержней малого диаметра и располагают снаружи от арматурного каркаса балки (рис. 4.15). Рекомендуемое значение площади сечения продольных стержней приповерхностной ар- матуры Asse/f равно 0,0 lAc ext, где Ac ext площадь сечения растянутого бетона вне пределов ар- матурного каркаса балки. Минимальная толщина защитного слоя для приповерхностного армирования прини- мается в соответствии с табл. 2.1, ч. II). Про- дольные и поперечные стержни приповерхно- стной арматуры могут быть учтены при расче- те требуемых длин её анкеровки. 118
a I-I в 6 п-п e менее Рисунок 4,16 — Дополнительное армирование балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок: а — сварными сетками; б — учащенными хомутами на участке hx (количество по расчету); в — подвесками Армирование в местах приложения сосредоточенных нагрузок Примеры армирования балок в местах при- ложения сосредоточенных нагрузок приведе- ны на рис. 4.16. Площадь сечения дополни- тельной арматуры определяют расчетом. Ее конструируют в виде сварных сеток, отгибов, подвесок и учащенных хомутов. Количество сварных сеток должно быть не менее двух с числом вертикальных стержней в каждой сварной сетке—не менее четырех 06 мм. Отгибы или подвески назначают диаметром не менее 10 мм; в верхней зоне предусматрива- ют горизонтальный прямой участок отогнутых стержней длиной не менее 0,8/flZZ и не менее 20d. 4.3 Армирование монолитных железобетонных плит Монолитные железобетонные плиты пере- крытий могут быть полностью или частично опертыми по контуру, со свободным опиранием или с защемлением на опорах. В практике мо- нолитного строительства достаточно часто встречаются плиты, защемленные по одной кромке (консольные) и опертые в точках (углах), например, плиты безбалочных перекрытий. По расчетной схеме плиты подразделяют на балочные (однопролетные — разрезные, не- разрезные — многопролетные, консольные) и работающие в двух направлениях, которые могут быть однопролетными (с шарнирным или нешарнирным опиранием по кромкам) или многопролетными неразрезными. Балочными считают плиты, если усилия в них, действующие в одном направлении, пренебрежимо малы по сравнению с усилиями, действующими в другом направлении. К балоч- ным относят: прямоугольные равномерно нагру- женные плоские плиты, опертые по двум проти- воположным сторонам, а также плиты, опертые по контуру, либо защемленные по трем и четы- рем сторонам при соотношении сторон (проле- тов), превышающем определенные граничные значения (в нормативных документах эти значе- ния обычно лимитируют числами 2илиЗ). К работающим в двух направлениях отно- сят все, не относящиеся к балочным, плиты, в том числе непрямоугольные в плане (круглые, кольцевые и др.), а также плиты с точечным опиранием (например, плиты безбалочных перекрытий). В безбалочных перекрытиях мо- нолитных зданий плита может опираться не- посредственно на колонны как без уширений, так и с уширениями (капителями). При пролетах длиной до 6 — 7 м монолит- ные перекрытия рекомендуется проектировать без предварительного напряжения арматуры плоскими, при больших длинах пролетов — плоскими с капителями или с межколонными балками или стенами, а также в форме ребрис- тых или пустотных плит. Для помещений заль- ного типа пролетом 12 — 15м рекомендуются кессонные, ребристые и пустотные перекрытия с контурным опиранием на балки и стены. При пролетах более 7 м целесообразно вве- дение дополнительного преднапряженного армирования с применением высокопрочных канатов К-7 без сцепления с бетоном. При выборе конструктивного решения опирания плиты на колонны без капителей необходимо предусмотреть усиление дополни- 119
тельным армированием опорных участков плиты с целью исключения ее продавливания при эксплуатационных нагрузках. Толщину балочных плит монолитных пе- рекрытий с отношением сторон свыше 2 сле- дует принимать не менее, мм: для междуэтажных перекрытий жилых и общественных зданий......70 для междуэтажных перекрытий производственных зданий..........80 для покрытий.....................60 под проездами...................100 для плит из легкого бетона классов В7,5 и ниже (во всех случаях).........70 Толщина железобетонной плиты кесонных часторебристых перекрытий должна быть не менее 25 — 30 мм. Толщины (h) любых моно- литных железобетонных плит рекомендуется принимать 40,50,60,70, 80,100,120,140,160, 180,200,250, 300, далее кратно 100 мм. Минимальная толщина бетонного защит- ного слоя рабочей арматуры плит для обычных условий эксплуатации — 20 мм. Минимальная толщина плит в зависимос- ти от пролета ориентировочно может быть принята по таблице 4.6. Таблица 4.6 Минимальная толщина плит Типы плит и характер опирания Вид бетона тяжелый легкий Балочные: при свободном опирании при упругой заделке Работающие в двух направле- ниях: * - опертые по контуру при сво- бодном опирании - то же при жесткой заделке кессонные часторебристые перекрытия - при свободном опирании - то же, при упругой заделке по контуру плиты безбалочных перекрытий при опирании на колонны с до- полнительным к армированию - усилением опорных зон, капителями (оголовками) металлическими поддонами, воротниками - то же, без дополнительного усиления (1/35)1 (1/45)/ (1/45) (1/50) (1/30) (1/35) 1х (1/35)/2 ч (1/30) /2 (1/30)/ (1/35)/ (1/38) /t (1/42) 1. (1/25) (1/30) 1х (1/30)/2 (1/27)/2 * — /j и 12 — соответственно меньший и боль- ший пролеты плит. Толщину неразрезных или однопролетных плит, монолитно связанных с железобетонны- ми балками, принимают как при упругой за- делке, а толщину плит, опертых на стены, — как при свободном опирании. Монолитные железобетонные плиты ар- мируют вязаной арматурой и стандартными сварными сетками. Диаметр рабочих стержней сварной арма- туры рекомендуется принимать не менее 3, а вязаной — не менее 6 (5,5) мм. При толщине плиты h< 150 мм расстояния между осями стержней рабочей арматуры в средней части пролета плиты (внизу) и над опорой (сверху для многопролетных плит) должны быть не более 200 мм, при h> 150 мм — не более 1,5Л и 400 мм. Расстояния между рабочими стержнями, доводимыми до опоры плиты, не должны пре- вышать 400 мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна состав- лять не менее '/3 площади сечения стержней в пролете, определенной расчетом по наиболь- шему изгибающему моменту. Площадь сечения арматуры плит должна быть не менее указанной в табл. 4.7. По этой же таблице можно подбирать диаметр и шаг стержней рабочей арматуры. При армировании плит, работающих в двух направлениях, отношение As2/Asl между пло- щадями сечения нижних арматур, укладывае- мых на 1 м ширины плиты (Л51 — площадь стержней, располагаемых параллельных ко- роткой стороне), рекомендуется принимать по таблице 4.8 в зависимости от соотношения длин пролетов плиты 12/1х. Площадь сечения распределительной арма- туры в балочных плитах должна составлять не менее 10 % площади сечения рабочей арматуры в месте наибольшего изгибающего момента. Диаметр и шаг стержней этой арматуры в зави- симости от диаметра и шага стержней рабочей арматуры можно применять по таблице 4.9. Рабочую арматуру в направлении меньше- го пролета располагают ниже арматуры, иду- щей в направлении большего пролета. В соот- ветствии с таким расположением арматуры рабочая высота сечения плиты для каждого направления неодинакова и будет отличаться на размер диаметра арматуры. При армировании сварными сетками сплошных балочных плит толщиной 120 мм и более при содержании растянутой рабочей ар- 120
Таблица 4.7 Площадь поперечного сечения арматуры на 1 м ширины плиты, см2 Шаг стерж- ней, мм Диаметр стержней, мм 3 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 25 100 0,71 1,26 1,96 2,83 5,03 7,85 11,31 15,39 20,11 25,45 31,42 38,01 49,09 125 0,57 1,01 1,57 2,26 4,02 6,28 9,05 12,31 16,08 20,36 25,13 30,41 39,27 150 0,47 0,84 1,31 1,84 3,35 5,23 7,54 10,26 13,4 16,96 20,94 25,33 32,72 200 0,35 0,63 0,98 1,41 2,51 3,93 5,65 7,69 10,05 12,72 15,71 19,00 24,54 250 0,28 0,50 0,79 1,13 2,01 3,14 4,52 6,16 8,04 10,18 12,56 15,20 19,64 300 0,23 0,42 0,65 0,94 1,68 2,61 3,77 5,13 6,70 8,48 10,47 12,66 16,36 350 0,20 0,36 0,56 0,81 1,44 2,24 3,23 4,44 5,74 7,27 8,97 10,86 14,00 400 0,18 0,32 0,40 0,71 1,25 1,96 2,82 3,50 5,02 6,36 7,86 9,50 12,49 Таблица 4.8 Отношение площадей сечений нижней арматуры Д’151 плиты» работающей в двух направлениях >2^ As2/ASj /л As2/As1 1,0 1...0,8 1,6 0,5...0,3 1,1 0,9...0,7 1,7 0,45...0,25 1,2 0,8...0,6 1,8 0,4...0,2 1,3 0,7...0,5 1,9 0,35...0,2 1,4 0,6...0,4 2,0 0,2...0,15 1,5 0,65...0,35 I. Таблица 4.9 Диаметр и шаг стержней распределительной арматуры балочных плит в зависимости от шага рабочей арматуры Диаметр стержней рабочей арматуры, мм Шаг стержней рабочей арматуры, мм 100 125 150 200 250 300 3...4 3 3 3 3 3 3 400 400 400 400 400 400 5(4,5) 3 3 3 3 3 3 500 500 500 500 400 400 6(5,5) 4 4 3 3 3 3 500 500 500 500 400 400 8 (7; 7.5) 5(4,5) 5(4,5) 4 4 3 3 500 500 500 500 500 400 10(9) 6(5,5) 6(5,5) 5 5 5 5 350 350 350 350 350 350 12(11) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 6(5,5) 250 300 350 350 350 350 14 8(7,5) 300 8(7,5) 350 8(7,5) 350 6(5,5) 300 6(5,5) 350 6(5,5) 121
Окончание таблицы 4.9 Диаметр стержней рабочей арматуры, мм Шаг стержней рабочей арматуры, мм 100 125 150 200 250 300 16 8(7,5) 250 8(7,5) 300 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 18 10(9) 300 Ю(9) 350 Ю(9) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 8(7,5) 350 20 10(9) 200 Ю(9) 250 Ю(9) 300 Ю(9) 350 Ю(9) 350 Ю(9) 350 22 12(11) 250 12(H) 300 10(9) 300 10(9) 350 10(9) 350 Ю(9) 350 25 14 300 10(9) 200 8(7,5) 150 8(7,5) 200 8(7,5) 250 8(7,5) 300 Примечание — Над чертой указан диаметр стержней распределительной арматуры, под чертой — их шаг. В скобках промежуточные диаметры (по согласованию с НИИЖБ). матуры до 1,5 %, расстояние между стержня- ми распределительной арматуры допускается увеличивать до 600 мм. Балочные монолитные плиты, армирован- ные сварными сетками, конструируют в соот- ветствии с рис. 4.17, 4.18. в Рисунок 4,17— Схема армирования монолитных балочных плит сварными сетками: а — пролетная арматура в виде цельных сварных сеток с поперечными рабочими стержнями; б — то же, в виде узких сварных сеток с продольными рабочими стержнями; в — план надопорной арматуры (1/4) 1с I---—-----, U/W/c Рисунок 4.18—Армирование опор плит сварными сетками (разрезы в рабочем направлении): а, в — крайние опоры плиты, соответственно монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и в кирпичной стене; б, г — средние опоры плиты, монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и с надопорной армату- рой соответственно из двух раздвинутых сеток и из одной сетки 122
a Рисунок 4,19 — Непрерывное армирование монолитных неразрезных плит сварными рулонными сетками: а — план и разрезы плиты, опертой на железобетонные балки; б — деталь опирания плиты на кирпичную стену Пролетную арматуру плит шириной до 3 м и длиной до 6 м конструируют в виде плоской цельной сварной сетки, более короткие стер- жни которой — рабочая арматура плиты (рис. 4.17а). При диаметре рабочей арматуры более 10 мм плиты можно армировать плоскими узкими сварными унифицированными сетками. Их длина должна соответствовать ширине плиты, которая может быть и более 3 м. Продольные стержни сеток выполняют роль рабочей арматуры, поперечные — распре- делительной, стыкуемой в плите внахлестку без сварки. Арматуру над опорами неразрезных плит конструируют в соответствии с рис. 4.18 в виде двух сеток с раздвижкой или одной сетки с поперечными рабочими стержнями, уклады- ваемыми вдоль опор. Надопорные сетки мо- гут быть рулонными. Многопролетные балочные монолитные плиты толщиной до 100 мм с рабочей армату- рой средних пролетов и опор до 7 мм рекомен- дуется армировать сварными рулонными ти- повыми сетками с продольной рабочей арма- турой в соответствии с рис. 4.19. Рулоны при этом раскатывают поперек второстепенных балок, а поперечные стержни сеток, являю- щиеся распределительной арматурой плиты, стыкуют внахлестку без сварки. В крайних пролетах и на первых промежуточных опорах, где обычно требуется дополнительная арма- тура, на основную сетку укладывают допол- нительную (рис. 4.19), которая заводится за грань первой промежуточной опоры во вто- рой пролет на */4 пролета плиты. Вместо до- полнительной сетки можно укладывать от- дельные стержни, привязывая их к основной сетке. Плиты, работающие в двух направлениях, также рекомендуется армировать сварными сетками. При этом плиты, имеющие размеры не более 6x3 м, можно армировать в пролете одной цельной сварной сеткой с рабочей ар- матурой в обоих направлениях. С целью эко- номии арматуры рекомендуется использова- ние сварных сеток с переменным армировани- ем в двух направлениях в соответствии с эпю- рой моментов или же использование разнораз- мерных сеток, накладываемых друг на друга в зоне максимальных изгибаемых моментов (рис. 4.20). Ширину крайней полосы 1е опре- деляют расчетом. Рисунок 4.20 — Схема армирования пролета плиты, опертой по контуру, цельными сварными сетками: 1 — основной; 2 — дополнительной 123
В случае армирования плиты узкими свар- ными унифицированными сетками с продоль- ной арматурой, их укладывают в пролете в два слоя во взаимно перпендикулярных направле- ниях (рис. 4.21). При этом сетки, укладывае- мые вдоль меньшего пролета плиты, должны быть снизу. Монтажные стержни сеток каждо- го слоя кладут впритык и не стыкуют, причем в сетках нижнего слоя они должны быть под рабочей арматурой в ее защитном слое, а в сет- ках верхнего слоя — поверх неё. Работающую в двух направлениях надо- порную арматуру неразрезных многопролет- ных плит (рис. 4.216) с плоскими сетками в пролетах конструируют так же, как и надопор- ную арматуру балочных плит (рис. 4.18). Работающие в двух направлениях много- пролетные неразрезные плиты с рабочей ар- матурой диаметром до 7 мм можно армировать типовыми рулонными сетками с продольны- ми рабочими стержнями (рис. 4.22). Для это- го плиту разбивают в каждом направлении на три полосы: две крайние шириной по 1/4 мень- шего пролета и среднюю. Рулоны в пролетах раскатывают в два слоя, во взаимно перпен- а дикулярных направлениях только по средним полосам плит (рис. 4.22а). Надопорную арматуру углов плиты в этом случае можно конструировать в виде квадрат- ных плоских сеток с рабочими стержнями в обоих направлениях. Эти сетки укаладывают на пересечении ребер плит (балок), причем стержни могут быть параллельными ребрам (балкам) или укладываться под углом 45° к ним (рис. 4.226). Вязаную арматуру монолитных плит толщи- ной 120 мм и меньше проектируют в соответ- ствии с рис. 4.23,4.24,4.25,4.26,4.27 с доведени- ем всех стержней нижней пролетной арматуры до опор. При так называемом раздельном арми- ровании над опорами устанавли вают свою арма- туру. Нижние пролетные рабочие стержни нераз- резных плит рекомендуется конструировать сквозными, пропуская их через несколько опор; в крайних пролетах, если это требуется по рас- чету, устанавливают дополнительные стержни. Надопорную арматуру в нерабочем направ- лении предусматривают конструктивно в объеме не менее х/3 сечения рабочей армату- ры в пролете. Рисунок 4.21 — Схема армирования опертой по контуру плиты плоскими сварными сетками: а — узкими пролетными; б — надопорными Рисунок 4.22 — Схема армирования опертой по контуру плиты сварными рулонными сетками: а — пролетная и средняя надопорная арматура; б — надопорная арматура углов плиты 124
В плитах толщиной более 120 мм часть про- летных стержней (в целях экономии армату- ры) рекомендуется переводить на опоры (так называемое непрерывное армирование) (рис. 4.24). В плитах толщиной до 150 мм стержни отгибают под углом 30°, 160 мм и более — под углом 45°. Отгибы конструируют в соответ- ствии с рис. 4.24. Армирование опор монолитных плит от- дельными стержнями при разных опорных ус- ловиях показано на рис. 4.25,4.26,4.27. Распределительная арматура Рисунок 4.23 — Армирование монолитных балочных плит отдельными стержнями (вязаной арматурой): 1,3 — надопорная арматура в направлениях соответственно рабочем и нерабочем; 2 — пролетная арматура в рабочем направлении Рисунок 4.24 — Непрерывное армирование монолитных плит отдельными стержнями (вязаной арматурой): а — средняя опора многопролетной балки — железобетонная балка; б — то же, стальная балка; в — крайняя опора — железобетонная балка; г — то же, кирпичная кладка; 1 — отгибы; 2 — дополнительная надопорная арматура (ставится если недостаточно отогнутых стержней) 3 — пролет- ная арматура. Вязаную арматуру плит, работающих в двух направлениях, конструируют так же, как и в балочных плитах. С целью экономии армату- ры плиту рекомендуется разбивать в каждом направлении на три полосы: две крайних ши- риной У4 меньшего пролета и среднюю. В крайних полосах площадь сечения арматуры, против параллельной им третьей полосы, мо- жет быть уменьшена вдвое, но при этом на 1м ширины плиты должно приходиться на менее трех стержней. Стержни в направлении корот- кой стороны укладываются внизу. Надопор- ную рабочую арматуру устанавливают по всей длине каждой стороны плиты равномерно. На крайних свободных опорах плит, мо- нолитно связанных с железобетонными про- 125
a б в Рисунок 4.25 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты отдельными стержнями в рабочем направлении: а — монолитно связанной с железобетонной балкой; б — защемленной в кирпичной кладке; в — свободно лежащей на стальной балке; г — то же, на кирпичной стене; д — консольно опертой на стальную балку; 1 — пролетная рабочая арматура Л диметром d; 2 — опорная арматура (по расчету, но не менее 0,54s sp); 3 — распре- делительная арматура; 4 — арматура железобетонной балки; 5 — опорная арматура не менее (’ДМ и не менее 506A-I на 1м; 6 — стержни 06мм, устанавливаемые с шагом 1000 мм и обеспечивающие совместную работу плиты со сталь- ной балкой (по расчету, обычно, не требуются); 7 — сварка Рисунок 4.26 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты отдельными стержнями в нерабочем направлении: а — свободно лежащей на стальной балке; б — консольно опертой на стальную балку; в — монолитно связанной с железобетонной балкой; г — защемленной в кирпичной стене; д — примыкающей к стене без опирания; 1 — пролетная рабочая арматура As • 2 — распределительная арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (1Д) А • 4 — арматура железобетонных балок; 5 — опорная арматура 5 SfSp гонами (обвязочными балками), надопорную расчетную арматуру заделывают в прогон на глубину, равную длине анкеровки !ап, а про- летную арматуру заводят за грань опоры на длину не менее 5dH при выполнении условия 0<0,5/у>Ло. Консольные плиты при вылете консоли до одного метра обычно принимают постоянной толщины. При вылете более 1 м высота сече- ния плиты в месте заделки определяется рас- четом, а по направлению к торцевому сечению может быть постепенно уменьшена, но не бо- лее, чем до 50 мм на торце. Консольные плиты армируют, как прави- ло, только верхней арматурой. Консоли, яв- ляющиеся частью одно — или многопролет- ной плиты, армируют вместе с плитой и той же арматурой — сетками или отдельными стержнями. 126
И/А7.п В Рисунок 4,27 — Армирование средних опор монолитной плиты отдельными стержнями: а — монолитно связанной с железобетонной балкой в рабочем направлении; б- свободно лежащей на сталь- ной балке в рабочем направлении; в — монолитно связанной с железобетонной балкой в нерабочем направлении; 1 — пролетная рабочая арматура А 2 — распредели- тельная арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (73) А ; 4 — арматура железобетонной балки; 5 — сварка При армировании консольных плит с выле- том более 1 м допускается половину рабочих стер- жней обрывать на середине вылета консоли. Толстые монолитные плиты, например, фундаментные, рекомендуется армировать объемными армоблоками, собираемыми из плоских сварных каркасов и сеток. Их следует устанавливать с разрывом, равным ширине ар- моблока, а в зазор помещать горизонтальные сварные сетки по верхнему и нижнему уровням блоков. При этом необходимо обеспечивать жесткость армирования путем установки до- полнительных связей жесткости, например, крестообразных, из арматуры, уголка и т.п. 4,4 Дополнительные указания по армированию плит Армирование в местах отверстий Отверстия значительных размеров (300 мм и более) в монолитных железобетонных пли- тах, а также и в стенах, должны окаймляться дополнительной арматурой с суммарным се- чением не менее сечения рабочей арматуры (того же направления), которая требуется по расчету плиты как сплошной (рис. 4.28а). Отверстия до 300 мм при армировании сварными сетками и каркасами специальны- ми стержнями не окаймляют. При вязаной ра- бочей и распределительной арматуре вокруг 's 1АП 1(Л -,) ТАЛ Рисунок 4.28 — Армирование плит в местах отверстий: а, б — отверстия шириной соответственно более 300 и до 300 мм (при вязаной рабочей и распределительной арматуре); 1 — стержни арматуры плиты; 2 — специальные стержни арматуры, окаймляющие отверстие 127
таких отверстий ставят по два дополнительных стержня с промежутком 50 мм (рис. 4.286). При армировании сварными сетками от- верстия до 300 мм в арматуре рекомендуется вырезать по месту. Армирование по свободным краям плит перекрытий Дополнительная краевая арматура служит для восприятия возможных краевых нагрузок, а также усилий от температурных и усадочных деформаций. Так как на свободных краях плит развива- ются прогибы от равномерно распределенной нагрузки, более значительные по сравнению с прогибами в остальных зонах, рекомендуется усиливать также и основную арматуру, распо- лагаемую в краевых зонах (рис. 4.29). По технологическим соображениям пред- почтительна установка на концевых участках Z. . -ft Вариант 1 Вариант 2 ------ Рисунок 4,29 — Охватывающая арматура по свободным краям плит плоских плит поперечной арматуры в виде П-образных хомутов, расположенных по краю плиты, обеспечивающих восприятие крутящих моментов и анкеровку концевых участков ос- новной продольной арматуры (рис. 4.29). 4.5 Армирование плит, опертых на отдельные опоры 4,5.1 Плиты с капителями В верхней части колонн (пилонов) в местах сопряжения с плитой в безбалочных перекры- тиях целесообразно предусматривать ушире- ния-капители или капители с надкапительны- ми плитами. Эти элементы перекрытия при правильном их армированиии снижают опас- ность разрушения от продавливания при высо- ких сосредоточенных нагрузках вблизи опоры. Они обеспечивают сопротивление приопорных сечений большим изгибающим моментам и пе- ререзывающим силам и возможность перерас- пределения усилий в пролет за счет пластичес- кого деформирования сечений в предельной стадии без хрупких разрушений по бетону. Кро- ме этого капители позволяют повысить жест- кость перекрытий при эксплуатационных на- грузках, что способствует выполнению требо- ваний по трещиностойкости и ограничению прогибов перекрытий (рис. 4.30). 1-1 (Схема установки поперечной арматуры) 1ПЛ^Э1-Э1ЛП Рисунок 4.30 — Варианты конструирования армирования участков опирания плит перекрытий (покрытий) на колонны (пилоны): а, б — с капителями; в — без капителей; г — окончание сжатых стержней близ свободной поверхности бетона; 1СГ — длина критического участка колонны (пилона) по условию (5.1, раздел 5) b-hc+4hn- зона укладки верхней надопорной 128
Использование капителей при проектиро- вании безбалочных перекрытий позволяет го- раздо более безопасно, чем в перекрытиях в виде плоских плит с непосредственным опи- ранием на колонны (без капителей), распола- гать вблизи колонн отверстия, для пропуска вертикальных инженерных коммуникаций. Выбор опирания безбалочных покрытий на колонны с включением капителей позволяет проектировщику наиболее успешно решать задачи по предотвращению прогрессирующе- го обрушения конструкций здания. К сожалению, наличие капителей колонн вынуждает для их скрытия устройство конст- рукций подвесных потолков, что в обществен- ных зданиях может быть целесообразным для размещения инженерных коммуникаций (вен- тиляционных коробов, электропроводки и т.п.), но не приветствуется архитекторами при проектировании жилых зданий. С учетом величины пролета перекрытий для их армирования часто бывает целесообразным применять сетки заводского или построечного изготовления. Сетки заводского изготовления с помощью высокопроизводительных свароч- ных машин поставляются в виде рулонов или карт. В построечных условиях сетки обычно собирают посредством ручной вязки. В случае необходимости перекрытия боль- ших пролетов (более 7 м) могут использовать- ся так называемые тяжелые сетки (ds > 12 мм). При их заводском изготовлении диаметр ра- бочей свариваемой арматуры достигает 16 мм. В построечных условиях сетки со стержнями достаточно большого диаметра (>14 мм) для их сохранности при транспортировке целесо- образно собирать на месте установки или на специально отведенном наземном участке строительства с подъемом на высоту кранами со специальными траверсами. 0.351, Рисунок 4.31 — Схемы армирования безбалочных перекрытий с надколонными капителями: а — пролетная арматура — узкие сварные сетки; б — то же надопорная арматура; в — пролетная арматура (вязаными сетками и отдельными стержнями); г — то же надопорная арматура 129
Пример армирования сварными сетками приведен на рис. 4.31а, б. Армирование безбалочных прикрытий вя- заными сетками и отдельными стержнями про- изводится обычно без отгибов. При большом числе одинаковых плит (регулярная в плане конструктивная система)* в целях экономии арматуры перекрытие делят на пролетные и надколонные полосы (рис. 4.31 в и г). В обеих полосах нижние стержни должны быть продле- ны от оси пролета в каждую сторону не менее чем на 0,35/. При этом в надколонной полосе стержни должны быть заведены за грань капи- телей на длину не менее чем на 10 диаметров этих стержней. Стержни верхней арматуры над- колонной полосы должны быть заведены за ось ряда колонн в каждую сторону также не менее чем на 0,35/ (рис. 4.30а; 4.316, г). 4.5.2 Плиты без капителей Плоские бескапительные плиты регуляр- ных конструктивных систем ** несмотря на ра- диальные и кольцевые направления главных моментов у опор (рис. 4.32) армируют в на- правлениях «х» и «у» в виде надопорных и про- Рисунок 4.32 - Направления главных напряже- ний в зонах опирания плоских плит на колонны * — Регулярная в плане конструктивная система пре- дусматривает расположение колонн и несущих стен по прямоугольной сетке в местах пересечений линий, об- разующих эту сетку. ♦* — Регулярная по высоте конструктивная система предусматривает одинаковую конструктивную систему на всех этажах здания (одинаковые: сетка осей, каркас- ная или стеновая конструкция и т.п.). летных полос. Одна треть нижних пролетных и надопорных полос должна продолжаться по- низу непрерывно. Верхняя арматура должна быть хорошо распределена, особенно в зоне опоры, на ширине, равной b = hc + 4ЛП, т.е. здесь будут иметь место малые размеры шага продольных и поперечных стержней а < Ап/2 (рис. 4.30а,в). Для нерегулярных конструктивных систем рекомендуется с целью упрощения армирова- ния устанавливать: нижнюю арматуру одина- ковой по всей площади рассматриваемой кон- струкции в соответствии с максимальными значениям усилий в пролете плиты; основную верхнюю арматуру принимать такой же, как и нижняя, а у колонн и стен устанавливать до- полнительную верхнюю арматуру, которая в сумме с основной должна воспринимать опор- ные усилия в плите. Допускается установка части арматуры плит в виде сварных непрерывных и надопор- ных коротких каркасов в надколонных и про- летных полосах в двух направлениях (скрытые балки). При этом часть каркасов, непрерывных или коротких, (не менее двух) должны быть пропущены сквозь тело колонны (рис. 4.33). Для сокращения расхода арматуры можно также рекомендовать установку по всей пло- щади плиты нижней и верхней арматуры, от- вечающей минимальному проценту армирова- ния, а на участках, где действующие усилия превышают усилия, воспринимаемые этой ар- матурой, устанавливать дополнительную ар- матуру, которая в сумме с вышеуказанной ар- матурой воспринимает действующие на этих участках усилия (рис. 4.34а). Такой подход приводит к более сложному армированию перекрытий, требующему более тщательного контроля за проведением арма- турных работ. Тонкие безбалочные бескапительные пли- ты перекрытий в приопорных зонах могут ар- мироваться унифицированными изделиями заводского изготовления Они предохраняют перекрытия от продавливания в зоне оприра- ния на колонну и сочетают в себе высокую на- дежность с простотой применения. Арматурные элементы, изготавливаемые ЗАО «СК ЛенСтройДеталь», представляют собой ар- мированные полосы, изогнутые по рме буквы V и изготовленные в виде лестницы (рис. 4.346). Они производятся промышленным способом, аналогичным производству стальной строитель- ной сетки с помощью контактной сварки. 130
К-1 Рисунок 4.33 — Пример усиления армирования плиты плоского (безбалочного) перекрытия каркасами: К-1 — пролетный каркас, К-2 — надопорный каркас Пример сетки для эффективного пролетного армирования производства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www. lenstroydetal. ru) Схемы расстановки каркасов от продавливания Каркас от продавливания произ- водства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www. lenstroydetal. ru) Рисунок 4.34 — Арматурные элементы для усиления пролетных (а) и при- опорных (б) зон перекрытий произ- водства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» 131
Эти элементы поставляются различной высоты и с разной длиной боковин. Устанав- ливают их вокруг колонн в плите перекрытия симметрично по кругу с зацеплением за про- дольную арматуру колонн и образованием по- перечного армирования приопорной зоны в виде «звезды». Увеличение сечения попереч- ной арматуры может быть достигнуто распо- ложением элементов в виде «ёлочки». Внешний диаметр образованной «звезды» и длина боковин каждого отдельного элемен- та зависит от толщины плиты. Места сгиба арматурных элементов должны охватывать стержни продольной арматуры ко- лонн или заглубляться внутрь сечения колонн как минимум на 400 мм. Арматурные элементы раз- мещают между верхним и нижним слоями арма- туры приопорной плиты перекрытия. Одновре- менно они служат фиксаторами местоположения арматурных сеток и дополнительных стержней. На рис. 4.35 приведен другой зарубежный опыт армирования приопорных зон безбалоч- Арматура против продавливания Schoeck Bole позволя- ет избежать продавливания в безбалочных перекрыти- ях. Простая и надежная конструкция ных, бескапительных перекрытий фирмы «Shock» (Германия). Здесь используются уни- фицированные элементы «Shock Bole» про- стой и надежной конструкции, позволяющей избежать продавливания перекрытий в при- опорной зоне. Точное соблюдение защитного слоя бетона здесь обеспечивается посредством П-образных скоб-стоек. Надежная анкеровка поперечной армату- ры в виде вертикальных арматурных стержней обеспечивается высаженными по концам плоскими головками. Элементы имеют разные габаритные разме- ры, их устанавливают сверху после раскладки нижней арматуры. Опорные стойки можно сме- щать и поворачивать, обеспечивая этим наибо- лее оптимальное расположение элементов. Раздел 5 ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУИРОВАНИЯ И АРМИРОВАНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ЗДАНИЙ С УЧЕТОМ ПРЕДОТВРАЩЕНИЯ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ Выполнение общих рекомендаций по про- ектированию и конструированию монолитных конструкций, приведенных в разделах 1—4, основанных на последних достижениях строи- тельной науки и обобщенном опыте проектной практики, позволяет проектировщикам предот- вратить прогрессирующее обрушение конст- рукций зданий в большинстве случаев аварий- ных ситуаций и силовых воздействий. Однако с целью обеспечения большей безопасности строительных объектов особой категории от- ветственности следует при проектировании ру- ководствоваться дополнительными рекоменда- циями, изложенными в данном разделе. 5 Л Колонны Общий коэффициент продольного армиро- вания колонн «ц» должен быть не менее 0,01 и не более 0,04. В симметричных поперечных се- Рисунок 4.35—Арматурный элемент Schoeck Bole против продавливания для приопортных зон безбалочных перекрытий чениях должно предусматриваться симметрич- ное армирование. Между угловыми продольны- ми стержнями вдоль каждой стороны колонн при размере меньшей стороны сечения b > 40 см должен быть предусмотрен, как минимум, один промежуточный стержень диаметром ds > 12 мм Участки отстоящие на расстоянии 1СГ от обоих концевых сечений колонны, должны рассматриваться как критические. 132
Длина критических участков колонны 1сг (в метрах) должна быть: / <(Лили/76, 0,45м) (5.1) V * V/ V» гдейс — наибольший размер поперечного се- чения колонны (в метрах); 1с1 — длина колонны в свету (в метрах). Если /с//Лс<3, вся длина колонны должна рассматриваться как критическая и иметь со- ответствующее армирование. Армирование критических областей вне- центренно сжатых колонн (особенно, проек- тируемых с учетом сейсмических воздействий) должно исключать в этих сечениях возмож- ность хрупкого разрушения по бетону. В критических областях таких колонн при конструировании армирования (при £ < £Л) следует стремиться к тому, чтобы расчетная ве- личина коэффициента пластичности по кри- визне «К [» и соответствующее ей значение £ были в диапазоне значений, рекомендуемых условием (3.7) части III. В этом случае может быть достигнуто максимально допустимое раскрытие шарнира пластичности в критичес- кой области при пластических деформациях растяжения арматуры (е52) и предельных де- формациях сжатия бетона (< еАм), определяе- мых из выражения (3.9) части III. Если еЬм >0,0035, что возможно при Rb < 60 МПа, то необходимо предусмотреть в кри- тической области колонны косвенное армиро- вание с целью предотвращения преждевремен- ного разрушения сжатой зоны бетона за счет создания эффекта обоймы. При этом шаг хомутов 5 (в мм) должен быть не более: 5< (V2; 175 или 8cf5), (5.2) где Ьо — минимальное расстояние между осе- выми линиями хомутов в ядре сече- ния колонны, ограниченного хому- тами; ds — минимальный диаметр продольных стержней. Расстояние между соседними продольны- ми стержнями, охваченными хомутами, не должно превышать 200 мм. В случае проектирования зданий с учетом предотвращения прогрессирующего обруше- ния рекомендуется для увеличения жесткости крайних стоек, с целью обеспечения высоких значений реакции восприятия распорных уси- лий, повышающих несущую способность кон- струкций перекрытий, выполнять эти стойки в виде пилонов с объединением их на уровне перекрытий обвязочными балками. Размеры стоек могут быть определены по методике раз- дела 3.2.3 части III и Приложения 4. Места стыкования всей продольной арма- туры колонн следует располагать вразбежку. Стыкование рабочих стержней внахлестку на длине критических участков не рекомендует- ся. Её следует осуществлять сваркой с парны- ми накладками, в несъемных скобах-наклад- ках, или же с использованием механических стыковых соединений (часть II). В колоннах зданий, проектируемых с уче- том предотвращения прогрессирующего обру- шения, шаг хомутов вне критических участков должен быть не более 400 мм и не более 15 ди- аметров продольной рабочей арматуры мень- шего размера. Диаметр хомутов не должен пре- вышать */4 максимального диаметра продоль- ной арматуры и не должен быть менее 6 мм. Если коэффициент армирования колон- ны более 3 %, то диаметр хомутов должен быть не менее 8 мм, а расстояние между хомутами — не менее 10 размеров минимального диаметра продольной арматуры, но не более 200 мм. Концы хомутов необходимо выполнять в виде крюка, согнутого на 135°, причем длина прямой части на головке крюка должна быть не меньше 10 диаметров хомута. Для изготовления хомутов следует использовать арматуру классов А400, А500, В500, а для продольного армирова- ния А500 (предпочтительно А500СП) и А600С. Целесообразно использование спирального поперечного армирования и хомутов, соеди- ненных контактно-точечной сваркой. Электро- дуговая сварка прихватками не допускается. 5.2 Стены Армирование монолитных железобетон- ных стен зданий осуществляют в соответствии с расчетом и конструктивными требованиями СП 63.1330.2014, приведенными в таблице 2.1 часть 2. При проектировании рекомендуется при- менять оптимальные конструктивные пара- метры стен, устанавливаемые на основе техни- ко-экономического анализа. При этом разме- ры поперечного сечения (толщину) стен реко- мендуется принимать не менее 18 см, класс бе- тона — не менее В20, коэффициент армиро- вания в любом сечении стены (включая участ- ки с нахлесточным соединением арматуры) — не более 10 %. 133
При применении высоких коэффициентов армирования сечений стен должны выполнять- ся указания норм проектирования по мини- мальным расстояниям между стержнями, при этом максимальная крупность заполнителя в бетонной смеси не должна превышать 10 мм. Стены рекомендуется армировать, как пра- вило, вертикальной и горизонтальной армату- рой, расположенной симметрично у боковых сторон стены и поперечными связями, надеж- но соединяющими как вертикальные, так и горизонтальные стержни, расположенные у противоположных боковых поверхностей стен, для предотвращения выпучивания сжа- тых стержней. Армирование торцов стен и проемов сле- дует увеличивать относительно равномерно распределяемого армирования по всей осталь- ной площади стен. Торцевые участки стен и их сопряжения в местах их пересечения следует армировать по всей высоте пересекающимися П-образными или замкнутыми хомутами, обеспечивающими требуемую анкеровку кон- цевых участков горизонтальных стержней, восприятие концентрированных горизонталь- ных усилий в узловых сопряжениях стен, а так- же предохраняющими от выпучивания верти- кальные стержни. Армирование пилонов, занимающих по своим геометрическим характеристикам промежуточное положение между стенами и колоннами, производят как для колонн или как для стен в зависимости от соотношения длины и ширины поперечного сечения пи- лонов. Вертикальная междуэтажная армату- ра в пилоне (колонне, стене) должна назна- чаться из расчета несущей способности, со- ответствующей растягивающему усилию не менее 10 кН (1 тс) на каждый квадратный метр грузовой площади этого пилона (ко- лонны, стены). Диаметр вертикальных стержней пилонов должен быть не менее 12 мм на нижнем этаже здания или на любом этаже, где длина lw попе- речного сечения стены уменьшена по сравне- нию с длиной стены нижележащего этажа бо- лее чем на одну треть высоты этажа в свету h . На всех прочих этажах диаметр вертикальных стержней должен быть не менее 10 мм. Способы стыкования продольной армату- ры несущих стен и пилонов аналогичны при- веденным в. п. 5.1 для колонн. Высоту критической области hcr над осно- ванием стены можно определить как: 134 = max[/w, Л/6]; но 21 W hs для п < 6 этажей 2/г для п>7 этажей где/*, —длина поперечного сечения стены; hw —высота стены; hs —высота этажа в свету. Основание стены определяется на уровне верха фундамента или верха подвального эта- жа с диафрагмами жесткости и стенами по пе- риметру здания. В критических областях стен (особенно про- ектируемых на сейсмические воздействия) при конструировании следует стремиться к тому, чтобы расчетная величина коэффициента пла- стичности по кривизне «К j> и соответствующее ей значение £ были в диапазоне значений ре- комендуемых условием (3.7) части III. Растянутую и сжатую арматуру, необходи- мую по расчету при внецентренном сжатии стен, следует располагать в краевых локализо- ванных зонах поперечного сечения стены, на- зываемых граничными элементами, протя- женность которых по вертикали на высоту ha критической области по горизонтали длиной /с от крайнего сжатого или растянутого волок- на не менее 0,15/w или 1,5 b* (bw — толщина по- перечного сечения стены) (рис. 5.1). Гранич- ные элементы стен должны усиливаться попе- речным косвенным армированием. Продоль- ная сжатая арматура, таким образом, предох- раняется от потери устойчивости, а бетон по- лучает возможность достижения деформаций Чт - V=<),035. Толщина ^локализованных ча- стей стены (граничные элементы) должна Рисунок 5.1 — Армирование локализованных граничных элементов стены (наверху: деформа- ции при предельной кривизне; внизу: поперечное сечение стены)
быть не менее 200 мм. Если длина /с больше 2bw и 0,2/w, то bw должен быть не менее Л5/10 (рис. 5.2а). Если /с не превышает 2bw и 0,2ZW, то bw должен быть не менее hs/l5 (рис. 5.26). В любом случае длина граничного элемен- та должна удовлетворять условию ^с~ ^nw/o’ Г® ^min и ^max (3'2'2’ ч- Ш); ~ ПО рис. 5.1. Не требуется образование локализованных граничных элементов у конца стены с боль- шим поперечным выступом с толщиной b^hj 15 и шириной lf>h/5 (рис. 5.2в). L>2bw, 0,2Zh *---------4 в lc<2bw, Qj2h bf >h.J15 Рисунок 5.2 — Минимальные размеры локализо- ванных граничных элементов Вертикальные стержни граничных элемен- тов должны быть охвачены поперечной (коль- цевой, спиральной) арматурой диаметром не менее 6 мм или l/3ds с шагом не более 100 мм или %dg. Остальная часть стен армируется в соответ- ствии с требованиями, изложенными выше, и в разделе 3. должна быть непрерывной и стыковаться в соответствии с требованиями норм проекти- рования и положениями настоящего издания. Общее количество верхней и нижней продоль- ной арматуры в плите перекрытия (покрытия) следует устанавливать по расчету в соответ- ствии с действующими усилиями. Для регулярных и нерегулярных конструк- тивных систем рекомендуется устанавливать нижнюю арматуру одинаковой по всей площа- ди рассматриваемой конструкции в соответ- ствии с максимальными значениями усилий в пролете плиты; основную (полевую) верхнюю арматуру принимать такой же, как и нижнюю, а у колонн и стен устанавливать дополнитель- ную верхнюю арматуру, которая в сумме с ос- новной должна воспринимать опорные усилия в плите. При расчете прочности нормального сече- ния плиты безригельных бескапительных пе- рекрытий на действие суммарных изгибающих моментов от всех видов нагрузок расчетную ширину сжатой зоны бетона над опорой сле- дует принимать не более 3-х кратной ширины колонн. На этой расчетной ширине в каждом осе- вом направлении должно быть размещено не менее 50 % общего количества продольной ра- бочей арматуры плиты, приходящейся на ши- рину одного пролета, причем не менее 10 % площади всей рабочей арматуры, размещен- ной на указанной расчетной ширине плиты, необходимо пропустить сквозь тело колонны. Обрыв нижней арматуры в опорной зоне пли- ты не допускается. Площадь нижней армату- ры должна быть не менее 1/2 верхней арматуры. Целесообразно, особенно для сейсмостой- ких конструкций, в продольном и поперечном осевых направлениях на расчетной ширине плиты перекрытия располагать часть продоль- ной арматуры в виде вязаных или сварных встроенных балочных каркасов (рис. 5.3) с ша- гом продольной арматуры не более 300 мм и поперечным армированием в виде четырехвет- 5.3 Перекрытия Безбалочные перекрытия Площадь сечения горизонтальной армату- ры (как продольной, так и поперечной) в же- лезобетонных безбалочных перекрытиях и по- крытиях должна составлять не менее 0,25 % площади сечения бетона. Указанная арматура Рисунок 5.3 — Конструирование встроенной балки плиты перекрытия (покрытия) 135
вевых хомутов диаметром не менее 8 мм, изго- товленных из стержней классов А400, А500, В400, В500. В области шириной от края колон- ны наружу, равной не менее 2,5-кратной тол- щины перекрытия (Л), хомуты ставятся с ша- гом Л/3, в остальных областях шаг хомутов не более 300 мм. Рекомендуется не менее 30 % всей продоль- ной арматуры плиты устанавливать в форме групп протяженных сварных неразрезных кар- касов, плоских вертикальных или простран- ственных прямоугольного или треугольного сечения. Такие каркасы в обоих осевых на- правлениях следует сосредотачивать в составе полос усиленного армирования над колонна- ми, где не менее двух плоских каркасов или двух вертикальных (боковых) сеток, составля- ющих пространственный каркас, должны быть пропущены сквозь тело колонны, а также в со- ставе арматуры, проходящей через срединные участки пролетов плиты. Непрерывность этих каркасов в пределах общих габаритов перекры- тия должна быть обеспечена стыковыми свар- ными или механическими соединениями про- дольных стержней каркасов. Эти сварные со- единения следует располагать в зонах мини- мальных изгибающих моментов по соответству- ющим осевым направлениям, их прочность должна быть не ниже нормативного сопротив- ления стыкуемых стержней (см. Приложение 5). Технологические отверстия в перекрытиях следует располагать вне надопорной расчетной ширины плиты с замещением по краям отвер- стий перерезаемой этими отверстиями арма- туры дополнительными стержнями с необхо- димой длиной их анкеровки в бетоне. Наиболее рациональным для предотвра- щения прогрессирующего обрушения безба- лочных перекрытий является использование для их усиления капителей колонн (пилонов). Это конструктивное решение позволяет в при- опорных зонах перекрытий за счет увеличения плеча внутренней пары сил (сжатого бетона и растянутой арматуры) увеличить их несущую способность по изгибаемому моменту и пере- резывающей силе, а также при продавливании. Применение распластанных капителей ко- лонн с вылетом до тия дает возможность значительно увеличить её пролет при соблюдении требований СНиП по трещиностойкости и деформативности. Капители позволяют снизить надопорное ар- мирование или же при его сохранении умень- шить расчетную предельную (£тах) относи- 136 4 пролета плиты церекры- тельную высоту сжатой зоны бетона. Это яв- ляется необходимым для обеспечения пласти- ческой работы приопорных зон перекрытий, перераспределения усилий и диссипации (рас- сеяния) энергии, в том числе, и при кратков- ременном динамическом нагружении, а сле- довательно, для противостояния развитию процесса прогрессирующего обрушения (При- ложение 4). В приопорных зонах изгибаемых балочных железобетонных элементов не рекомендуется обрывать в пролете рабочую (расчетную) ар- матуру, применяемую в составе вязаных сеток и каркасов. В целях экономии в пределах пролета пли- ты перекрытия (покрытия) может быть допу- щен обрыв части (не более 50 %) рабочей ар- матуры. Но в этом случае необходимо предус- мотреть усиленную дополнительную анкеров- ку концов обрываемых стержней путем при- варки к ним на расчетной длине 1ап, заводимой за место возможного теоретического обрыва стержней, не менее двух поперечных стержней конструктивной (распределительной) армату- ры, или же посредством устройства на рабо- чих стержнях отгибов (лапок) согласно норма- тивно установленным конструктивным требо- ваниям. Балочные перекрытия Балочные железобетонные перекрытия наиболее надежны для восприятия действия любых, в том числе и аварийных нагрузок.По- этому их применяют практически во всех от- ветственных зданиях и сооружениях. Эксцентриситет оси балки относительно оси колонн не должен превышать Z>c/4, где Ьс — наибольший размер поперечного сечения ко- лонны, перпендикулярный продольной оси балки. Для обеспечения благоприятного влияния усилия сжатия в колонне на сцепление конце- вых участков горизонтальных стержней балки, проходящих через стык балки с колонной, ширина bw балки должна удовлетворять выра- жению: < min{Ac+/iK.; 2Z>C}, где hw — высота балки. Верхняя арматура в концевых (приопор- ных) поперечных сечениях основных несущих (главных) балок с Т или Г - образным сечени- ем должна укладываться, в основном, в пре- делах ширины стенки балки. Только часть этой
арматуры может укладываться вне этих преде- лов, но в пределах рабочей ширины полки beff. Рабочая ширина полки Ье# может прини- маться следующим образом: а) для главных балок, соединяющихся с наружными колоннами, рабочая ширина пол- ки ^принимается равной: - при отсутствии поперечной балки, рав- ной ширине Ьс колонны (рис. 5.4в); - при наличии поперечной балки аналогич- ной высоты — равной ширине Ьс, увеличенной на 2hx с каждой стороны (рис. 5.4а); б) для главных балок, соединяющихся с внут- ренними колоннами, вышеуказанная ширина может быть увеличена на 2Zzj или 4At с каждой стороны балки (рис. 5.4г и 5.46) в зависимости от отсутствия или наличия поперечной балки. Участки балок, отстоящие на расстоянии /cr=Aw (Aw — высота балки) от концевого попе- речного сечения, где балки входят в узел со- единения балки с колонной, а также с обеих сторон любого поперечного сечения с макси- мальным изгибающим моментом, должны считаться критическими. В балках, поддерживающих вертикальные элементы (стены, стойки), участки длиной 2AW с каждой стороны опертого вертикального эле- мента должны считаться критическими обла- стями. В критических областях балок при конст- руировании геометрических параметров сече- ний и их армировании следует стремиться к выполнению условия (3.7) в части III. В критических областях главных балок дол- жны предусматриваться арматурные хомуты, удовлетворяющие следующим условиям: а) диаметр dsl арматурных хомутов (в мм) должен быть не менее 6; б) шаг арматурных хомутов s (в мм) не дол- жен превышать: 5 = min{A /4; 24J225; 8J}, ГУ JI 3 где ds — минимальный диаметр продольного стержня (в мм); hw— высота балки (в мм); с) первый хомут должен располагаться не далее 50 мм от концевого сечения балки (см. рис. 5.5). Рисунок 5,4 — Рабочая ширина полки Ье& балок, соединяющихся с колоннами Рисунок 5.5— Поперечная арматура в критических областях балок 137
При конструировании поперечного арми- рования железобетонных балок со свободным опирании на крайние опоры целесообразно предусмотреть расположение не менее двух замкнутых хомутов в заопорной зоне из арма- туры периодического профиля диаметром не менее 8 мм. При использовании продольной арматуры класса А500СП минимальную дли- ну анкеровки как и длину запуска растянутых стержней за внутреннюю грань свободной опоры допустимо принимать равной 10J вме- сто 15tZ, как это требуется по СП 63.13330.2012. 5.4 Конструирование армирования узлов сопряжения плит, балок и колонн (пилонов) Конструирование армирования участков опирания плит перекрытий на колонны (пи- лоны) можно решать по аналогии с рис. 4.30а, плит покрытий — с рис. 5.6. В узлах пересечения балок следует уста- навливать дополнительную поперечную ар- матуру (для восприятия реакции от второ- степенной балки). В главной балке эту ар- матуру следует устанавливать на ширине b+2h, где b и h — ширина и высота второ- степенной балки, во второстепенной балке — на участке шириной Л/3. Арматуру сле- дует устанавливать в виде хомутов, охваты- вающих продольную арматуру, — дополни- тельно к арматуре, требуемой по расчету на- клонных или пространственных сечений (рис. 5.7). Конструирование узлов сопряжения балок с колоннами следует производить в соответ- ствии с рис. 5.8. При этом необходимо предус- мотреть поперечную арматуру в виде замкну- тых хомутов или П-образных деталей в зоне анкеровки рабочей арматуры балки. Рисунок 5.6— Конструирование армирования участка опирания плиты перекрытия (покрытия на колонну (пилон, стену): а — с капителями; б — без капителей Рисунок 5.7— Размещение опорной арматуры в зоне пересечения двух балок 138
П-образные детали Рисунок 5.8— Узлы сочленения балок с колоннами; а — при расположении растянутой зоны у верхней грани балки; б — при расположении растянутой зоны у нижней грани балки 139
ПРИЛОЖЕНИЕ 2 ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА Раздел 1 Фундаменты Э А1 । 32шт. 1 А1 44шт. д и 11 11 Б фрагмент 1 2000 2000 41 22шт. А1 53шт. 1920 1840 1570 А1 40шт. фрагмент 2 А1 23шт. А1 23шт. 1500 2900 140 фрагмент 3 Б10г 1440 3300 3600 22600 2 5 Рисунок 2.1 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Опалубка, схема расположения выпусков 140
2900 1500 3300 3600 22600 Рисунок 2.2 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование 141
шаг 300 Рисунок 2,3 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 142
фрагмент 1 фрагмент 2 фрагмент 3 А-А Рисунок 2.4 — Фрагменты расположения выпусков арматуры под несущие стены (см. рис. 2.1) 143
Разрез 1-1 ^ПЛ Qnn каркас К-1 10 50 300x8=2400 2500 Рисунок 2.5 — Армирование фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами. Разрез 1—1, каркас К-1 (см. рис. 2.1)
Рисунок 2.6 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Опалубка
Рисунок 2.7 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Разрез 1—1 (см. рис. 2.6)
5000 5000 7500 5000 Рисунок 2.8— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование 147
ок 2.9 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армировани л
1500 -% 1200 д 4 шагЖ 1000 <о Деталь 2 (установка выпусков) Деталь 1а (установка выпусков) Деталь 10 (установи выпусков) Деталь 2 (установи выпусков) Узел 1 (установи ирисов) § ▼— г Деталь 1 (установи выпусков) 8: 1500 7500 5000 1500 1400 Узел 1 (установи ирисов) Деталь 2а (установка вьтуоюв) Узел 1 (установи Деталь 3 (установи выпусков) Узел 1 (установи поз. 77 шагШ (установка каркасов) Деталь 6 (установи выпусков) Узел 1 (установка Деталь 5 (установи выпусков) Деталь? (установи выпусков) каркасы КР шаЗЗЙГ УзелЗ (установка ж УзегЗ (установи ирисов) ПРХ шаг Деталь 6 (установка выпусков) Узел 1 (установи ирисов) Деталь 5 (установи выпусков) /111к Л 1010 УэелЗ (установи каркасов) Узел 1 каркасов) Деталь 5 (установи выпусков) Рисунок 2.10 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Расположение каркасов, выпусков из плиты 149
Узел 1 ос» юли** Каркас КР Узел 2 Каркас КР1 ОСЫЮЛСЖИИ 200, 10? .200 1 Ь-1 «I *“1 г Узел 3 Каркас КР2 Каркас КРЗ Рисунок 2.11 — Каркасы фундаментной плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) 150
woo 1500 1500 4050 1900 Z5QQ Деталь 6 500 fit Рисунок2.12 — Армирование фундаментной плиты здания каркасной схемы. Разрез 3—3 (см. рис. 2.9). Расположение выпусков под колонны с учетом изменения сечения по высоте
Деталь 2а 300 300 5С ----W- 400 Рисунок2.13 — Детали арматурных выпусков под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) условно не показана 152
Деталь 10 ПОЗ-67 поз.68 ПО3.66 Q*t 9ПЛ 9ПЛ 9ЛЛ 1400 300 арматура плиты условно не показана 300 J 00^95 ПО3.69 поз.68 1000 L 300 Рисунок 2.14 — Детали арматурных выпусков из фундаментной плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10) 153
И #22А500СД «ы200 Ж Ц22А500Са «в£00 #22 ASOOOl «U200 ТА Stiff м 11мы200 Рисунок 2.15— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, первый слой #22А500СП А22А500СП «м200 022А5ООСЯ шЖ #22 А5ЖП, «ы200 022А5ООСЦ МО1200 5СЮСГ1 «шЮ 022А5ООСЯ «01200 ’ 022А5ООО1 022А5ЖЛ, «ах2ОО 50Ю1Ш1Ж «О1200 иаОрчыйвоЬмфцмаО 022А5ООО1 шоа200 У 22А5ООСП «О1200 #22А500СЦ «м200 Р22А500СП га2М 22А5ООСЦ wuZOO 22 А500СП «м200 022А5ШЛ ш200 22А500СП шы200 #22А50001 ш«200 22А500СЦ «U200 022А5ШЛ ш200 154
Рисунок 2.16 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, второй слой 155
«1200 <20А500СЦ «1200 <20А500СЛ. мШОО 500СП. «1200 02ОА5ООСЯ «1200 <2tASOOOL «1200 120А500СГ1 «1200 О28А500СП. «1200 <20A5000l М1200 <20А500СП, «1200 <20X50001, «1200 02OA5OOOL мх<200 02ВА5ООСП, Ш1200 028А5ООСП. «1200 И * <20А500СЛ, «1200 «2X50001 «1200 УсоОомммО «6 шмитй 02OA5OOCR «1200 <20X50001 «1200 <20X50001 «1200 <21X50001, ш200 20А500СЛ. Ш1200 <20А50001 ш200 И20А500СП. «1200 Рисунок 2.17 ~ Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, третий слой 156
Рисунок 2.18 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование, первый слой 157
Рисунок 2.19 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование, второй слой 158
011 Al, jn 200x200 8 8 0МА1.ячЮМОО 0HAL ЯЧ2МХ200 Рисунок 2.20 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Поперечное армирование 0MAL яч 200x200 0M AL яч 200x200 0UAI. яч 200x200 0МА1. яч 200x200 0 К AL яч 200x200 5£SC 0 К Al. яч 200x200 0UAL *4 200x200 0UAI, яч 200x200 Усадочный xwOaupiteu 0MAI, *ч 200x200 0U Al, ям 200x200 8 0KAL ям 200x200 0UAL яч 200x200 0UAL яч 200x200 159
Рисунок2.21 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Выпуски 160
Пример выпиской арматурных стержней из фундаментной плиты Аля колонны 4G 3x400 Пример выпиской аоматирных стержней из фундаментной плиты Аля колонны 800x800 Припер выпиской а она тарных стержней из Фундаментной плиты для колонны 500x500 (700x700) Пример выпиской аоматирных стержней из Фундаментной плиты для колонны 600x600 1 022А5ООСП 2 «г*«№00 Рисунок 2.22 — Примеры расположения выпусков из фундаментной плиты под колонны 161
30 соединительный стержень из 022А5ООСП L=1250, шаг 20$ пунктирная линия- поддерживающий каркас КП-1 показан условно, раскладку см . л? 10 Узел армирования фундаментной плиты Бетон В25 сварка huiB=8. L=200 сварка Ьшв=8. L=200 подготовка толщ 100мм т бетона В12,5 арматура первого слоя верхней эоны 022А5ООСК шаг 200 арматура второго слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200 арматура второго слоя нижней эоны 022А5ООСП. шаг 200 V , „ - - 2слоя рубероида на оитумнои мастике арматура первого слоя нижней зоны (антикоррозийная зашита) 022А5ООСП. шаг 200 Узел усиленного армирования нижней зоны фундаментной плиты арматурой 028А5ООСП арматура второго слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200 поперечные стержни из 014А1, с яч 106x100; 200x200мм (см. схему на л. 14) в местах не показанных на схемах поперечные стержни из 014А1 с яч 600x600мм подготовка толщ 100мм из бетона В12,5 Бетон В25 арматура первого слоя верхней зоны 022А5ООСП. шаг 200------------ арматура третьего слоя нижней зоны 02М5ЙОСП шаг 200 (сдвижка между стержнями 028А5ООСП треьего слоя нижней зоны и стержнями 022А5ООСП первого слоя нижней зоны 100мм в атаме) 2слоя рубероида на битумной мастике (антикоррозийная защита) арматура второго сдоя нижней зоны арматура первого слоя нижней зоны Й22А300СП. шаг УбО+02ЙА>ЙбСП. шаг 200 022А5ООСП. шаг 200 (шаг между стержнями 022А5ООСП и 028А5ООСП 100мм) Рисунок 2.23 — Узлы армирования фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.15-5-2.20) 162
Рисунок 2.24 — Фрагмент фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов. Опалубка 163
1-1 Рисунок2.25 — Элементы фундаментной плиты со свайным основанием, армирование ленточных фундаментов. Разрезы 1—1...3—3 (опалубка). Узел 1 (см. рис. 2.4) 164
2-2 2500 Рисунок 2.26 — Армирование фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов. Разрезы 1—1..3—3 165
Рисунок 2.27 — Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите
арматура стен и колонн Выпуск - полоса 40x4 приварить к полосе заземляющего контура и токоотводу Заземляющий замкнутый контур из полосы — 40 х 4 диаметр 12 арматура фундамента Фундаментная плита Соединение полосы 40x4 с токоотводом и скобой Г — 1 выполнять ручной дуговой сваркой по ГОСТ 14098—85. Примечания 1. Токоотводы Т1—Т8, П1—П6 выполняются из полосы 40x4 и устанавливаются в теле колонн и стен. Стыкование элементов полосы — 40x4 токоотводов выполняется с помощью нахлесточного соединения длиной 50 мм и приварки двойными торцевыми швами длиной 40 мм (Ьш — 6 мм). Токоотводы Т1—Т8 соединяются в кровле с молниеприемником, а также с полосой — 40x4, проложенной по контуру фундаментной плиты в уровне нижней и верхней арматуры. 2. В качестве заземлителя используется полоса — 40x4 по замкнутому контуру в уровне нижней и верхней арматуры фундаментной плиты (верхний и нижний уровень полосы — 40x4 соединяется скобой (Г — 6) в точках Т1 — Т8, П1 — П6). Условные обозначения — полоса — 40x4, проложенная по замкнутому контуру в уровне нижней и верхней арматуры фундаментной плиты. — места опусков токоотводов (полоса — 40x4), соединяющие контур заземления с молниеприемником. — места опусков токоотводов (полоса — 40x4), соединяющие контур заземления с контуром элекгрощитовой (ИТП, машинного помещения). Рисунок 2.28— Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите. Разрез 1—1 167
Раздел 2. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЦОКОЛЬНОГО ЭТАЖА фрагмент А 1500 2900 3300 .. 3600 22( 00 Рисунок 2.29 — Схема расположения стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 168
1-1 2-2 3=3 Спецификация к схеме расположения стен нижнего технического этажа № п.п. Обозначение Наименование Количество, шт. Масса единицы, кг Масса общая, кг Бетон В25, м3 130 ТУ 14-1-5526-2006 012 А500СП £п.м = 6500 5772 016 А500 СП L = 3970 2620 6,3 16506 2 016 А500 СП L = 3350 1270 5,3 6730 3 012 А500 СП L = 1050 750 1,0 750 4 012 А500 СП L = 1000 180 0,9 162 5 012 А500 СП £ = 1170 630 1,1 690 6 ГОСТ 5781-82 06 A-I £ = 280 3000 0,1 300 7 016 А500СП L = 2540 70 4,6 322 8 012 А500СП L = 1000 180 0,9 162 Рисунок 2.30 — Армирование стен цокольного этажа. Разрезы 1 — 1...3—3 (см. рис. 2.29) Б — узел опирания подземных стен гаража выше глубины промерзания грунта 169
Опалубка -0.280 Армирование Рисунок 2.31 — Пример развертки стены цокольного этажа с дверными проемами по оси «6» в осях «Л» — «Р» 170
-0.280 Армирование 4200 Рисунок 2,32 — Пример развертки стены цокольного этажа с технологическими отверстиями по оси «11» в осях «Е»—«В» 171
Рисунок 2.33 — Узлы армирования стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.29, зеркально) 172
Зона «С» Зона «F» »s______ Рисунок 2.34 — Армирование стен жесткости цокольного этажа (см. рис. 2.15) 173
Колонна К5, К5-1 Колонна Кб, К6-1, К6-2 2-2 Рисунок 2,35 — Армирование колонн цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы 174
ок 2.36 — Армирование пилона цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2. выпуски из плиты
900 450 900 450
Раздел 3 ПЕРЕКРЫТИЯ ЦОКОЛЬНОГО ЭТАЖА 1830 3300 L 3600 22600 Фрагмент 1 -0.080 20 циу дан опирание элеумнжоб консжмщш наружных смей 450 JM450 JM450 JM450 L Рисунок 2.37 — Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.1). Опалубка вкладыши______ минераловатные плиты М150 вкладыши минераловатные плиты М150 176
А -0,500 1 (гнуть по месту) шаг 600 1 (гнуть по месту) I шаг 600 шаг 300 1 (пнуть по месту) шаг 600 1 (гнут > по месту) ц аг 600 фрагмент А О -0,080 фрагмент 1 250^51 1 (гнуть по мёсту) шаг 600 1500 2900 3300 3600 22600 5 Рисунок 2.38 — Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование 177
Рисунок 2.38а —Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.1). Опалубка Вариант с использованием теплоизоляционных элементов Schoeck Isokorb. Тип ОХТ 178
Фрагмент 1 (к рис 2.37) а Рисунок2.386 —Армирование плиты перекрытия цокольного этажа. Вариант с использованием теплоизо- ляционных элементов Schoeck Isokorb 179
Фрагмент 1 150 50 90 90 100В.Н шаг 100 шаг 600 шаг 70 поперечная арматура поля плиты перекрытия условно не показана 7В шаг 300 шаг 70 100В.Н шаг 300 рабочая арматура стены «и Рисунок 2.39 — Фрагмент армирования перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.38) 180
шаг 300 2900________z 3300 ------------х------------- Рисунок 2.40— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 181
1-1 100 3-3 Рисунок 2.41 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа. Разрезы 1—1,2—2, 3—3 (см. рис. 2.40) 182
Рисунок 2.42 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка 183
V//M4 '/Л Рисунок 2.43 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование 184
№ о IM I Рисунок 2.44 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование 185
Рисунок 2.45 — Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка 186
«мм арматуры IX «мм арм*урм *50 Рисунок 2.46— Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование 187
Рисунок 2,47— Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование 7500_____________________р_____________5000 5600 п©> И, 16,17, S3, аз ШМ200 1900
□01.16,19.20.53,13 шягЗОО 000 16.19,20.55,13 м^ЗОО под. 19,20,21.22.23.82,83 швг200 о« ♦< ггг^ ve'r хои оог-*^ se'crn г г 'i raiwi'i оог*« гг'а'в'сгои
4-4 „ 200 280 4*д* Фрагмент 1 Рисунок 2.48 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Разрезы 1—1, 3—3,4—4 (см. рис. 2.47) 189
Л. -л Рисунок 2,49 — Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Схема расположения каркасов под колонны (см. рис. 2.46) 190
Раздел 4 ВЕРТИКАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ТИПОВОГО ЭТАЖА 1500 900 у00 Б 2900 1500 3300 3600 22(00 2 900 500 1400 проем 900x2180(h) 00 Рисунок 2.50 — Схема расположения стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 191
1 2 в шахматном порядке Рисунок 2.51 — Узлы армирования стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 192
Рисунок 2.52 — Армирование стен типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами 193
C - 6 (6=250) C - 6 (6=250) C - 4 (6=200) шаг 200 Верх перекрытияф Нмз пёрехрытияф 4 010 A III 4 010 A III 8 010 A III 4 010 A III шаг 200 50 50. т 600 до 900 mn 500 8 016 A III Верх a—a перекрытм^ 50 500 C - 4 (6=200) шаг 200 C - 6 (6=250) C - 4 (6=200) шаг 200 С - 6 (6=250) С *4 (6=200) шаг 200 500 X Огм верха перекрыпяф Армирование перекрытия Рисунок 2.53 — Вариант усиления дверного проема и отверстий в стенах. Сечение а—а 194
Рисунок 2.54 — Схема расположения стен, колонн, пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 195
Рисунок 2,55 — Армирование стен, колонн, пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 196
Рисунок 2.56 — Армирование стен и колонн лифтового узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 197
Рисунок 2.57 — Армирование стен и колонн лестничного узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.54) 198
Арматура перекрытия Арматура перекрытия 500 500 шаг вбОх 010 АШ шаг 200 Выпуски too арматуры > Арматура перекрытия ащ. слой Верх перефышя^ слой 012 АШ шаг 200 5< О 20 слой перефытмя^ 01Q AIII шаг 200 лерёфйтй^ Арматура перекрытия Выпуски арматуры шаг 600___ |адй»атном 20 33111 слом 012 AIII шаг 200 Верх перефытия^, 20 33111 слой 20 защ слой Выпуски too 01Q АШ шаг 200 шаг 60 „ в шахматном • . порядке I 012 AIII шаг 200 -------r 100 арматуры : Арматура перекрытия см комплект чертежей КР 016 AIII 20 Арматура перекрытия шаг 200 010 AHI Выпуски арматуры 012 AIII шаг 200 Арматура перекрытия шаг 200 010 А>Н лесвконтш! 010 АШ шаг 200 шаг адат*** СЛОЙ слой 100 Рисунок 2.58— Варианты армирования монолитных несущих стен здания. Сечения 1 — 1...4—4 199
Армирование колонн К1, КЗ Армирование колонн К2, К4 1200 036 А500СП б(для К1) в(для КЗ) 200 200 НИЗ ПЛИТЫ ^дерекрытия выпуски арматуры верх плиты ерекрытия хомуты_____ 010 A-I/300 поз. 2 К1 б-б _1__________ 22036А5ООСП 3___________ 01OA-I/ш.300 4 хомуты____ 01OA-I/ш.300 2 хомуты_____ 01OA-I/U1.3OO 403 4 6С 3 60 поз. 5 036 А500СП верх плиты хомуты_____ 010 А-1/300 низ плиты ^ререкрытия 250 е(для К4) выпуски арматуры К2 поз. 7 Рисунок 2.59— Варианты армирования колонн типового этажа 200
(W QQ6 L______________________________ (W 0021 OSi.2 Армирование колонн K5, Кб Армирование колонн К01 К01 К5 поз. 12 а—а 602ОА5ООСП 200 хомуты 01ОА-1/Ш.ЗОО хомуты ОЮА-1/ш.ЗОП Кб Рисунок 2.60 — Варианты армирования колонн типового этажа 201
Арматура перекрытия банка перехода Б-1 верх перекрытия низ перекрытия 1 2I 4016 А-Ш 1=2280 С-5 uiai 250 14025 A-l II 1=4300 Выпуски арматуры 1-1 верх перекрытия 3 Арматура перекрытия С-2 Рисунок 2,61 — Пример армирования пилона здания. Разрезы 1 — 1 ...3—3 202
200 1150 тов стены 025 A500C Арматура перекрытия торен стены 025 А500С торен стены верх_____ перекрытия Ф верх______ перекрытия..^ низ перекрытия выпуску арматуры 1150 900 1350 Арматура перекрытия 012 А500С шаг 200 08 А5 шаг 200 012 А500С шаг 200 08 А500С шаг 200 100 150 торен стены Рисунок2.62 — Пример армирования стены, переходящей в пилон 203
Раздел 5 ПЕРЕКРЫТИЯ ТИПОВОГО ЭТАЖА Рисунок 2.63 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Опалубка 204
221ЮО 3900 4400 3000 I фрагмент 1.1 101 фрагмент 3.3 101 шаг 600 10 шаг Рисунок 2.64— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Нижнее армирование п н Л И шаг 600 шаг 300 шаг 600 1С шаг 101 шаг 600 10 фра гмент 2.2 аг 600 1000 2___ аг 300 100 шаг 600 101 шаг 600 101 шаг 600 шаг 300 п 41П ______фрагмент 5.5_______ (только для плиты покрытия I | и над 14-ым этажом) 205
22G00 4400 3000 3900 Рисунок 2,65 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее армирование 206
Фрагмент 1.1 (фрагмент 2.2) Рисунок 2.66 — Фрагмент армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65) 207
Фрагмент 3.3 150 шаг 100 100Н.101В 100 100Н.В 100Н,101В шаг 600 2 шаг 300 450 шаг 50 100В.Н шаг 300 6 шаг 50 5 шаг 150 5___ шаг 150 I . поперечная арматура поля плиты перекрытия условно не показана 150 Рисунок2.67— Фрагмент армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65) 208
Фрагмент 5 (для перекрытия над 14-м эт.) Фрагмент 5.5 (для плиты покрытия) Фрагмент 6.6 лестничный Рисунок 2.68 — Фрагменты армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис. 2.64; 2.65; 2.66) 209
2-2 1-1 (3-3) Рисунок 2.69 — Армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Разрезы 1 — 1...7—7 (см. рис. 2.64; 2.65; 2.67) 210
Рисунок 2.69а — Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несу- щими стенами. Разрезы 1—1...7—7 (см. рис. 2.64, 2.65, 2.67). Вариант применени элементов теплоизоляции Schoeck Isokorb 211
8-8 10-10 9-9 Спецификация к схеме армирования перекрытия типового этажа и плиты покрытия. Марка поз. Обозначение Наименование Кол., шт. Масса ед., кг Масса общ., кг Примечание 100 ТУ 14-1-5526-2006 012 А500СП, п.м 4300 3820 101 016 А500СП, п.м 400 630 7 012А5ООСП £ = 950 70 0,85 60 8 012 А500СП L = 320 320 1,8 570 10 016А5ООСП £ = 2100 50 3,3 165 Рисунок 2.70 — Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущи- ми стенами. Разрезы 8—8...12—12. Пример спецификации (см. рис. 2.64; 2.65) 212
г 1М9МШШЛМ11 £ •***•*♦*, г н» !9П И<0 § эЗ м Рисунок 2.71 — Схема расположения плиты перекрытия и балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 213
А1.403 (20/50) А1.4ОЗ (20/50) 3-3 РАЯРЕЗ Al .409 (20/50) Al.404 (20/50) 3-3 PA3P 2JQt j»4 ДНИ I ?joe 7Ж net * . Al.407 (20/50) flint I -w им © Al .411 (30/50) (?) • • Рисунок 2.72 — Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.71) 16-16 РАЗРЕЗ 214
11-11 РАЗРЕЗ А1.422 (30/50) 30 ЮС50 f ^«L-ПЯ &U&±rSI t I 12-е I »:эо ’ L А1.421 (30/50) 11-41 Ж1 30 * I жх| ш 11W А1.423 (30/50) tl-d А1.424 (30/50) А1.418 (25/50 А1.414 (25/50 17-1? РАЗРЕЗ к 2 200 а W 73® «090 ft»** I 4«S0 <»««* I «0» фин L "375 «ео Рисунок 2.73 — Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис. 2.71) 215
(•Ь Рисунок2.74— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Совмещенный план нижнего и верхнего армирования 216
Рисунок 2.75 — Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Дополнительное армирование обрамления отверстий 217
1<ЮЛ 1AM 1AM Рисунок 2.76 — Вариант контурного армирования железобетонной плиты здания каркасно-стеновой конструктивной схемы 218
анкеровать на опоре с помощью Г - 43 250 10050 50 Г-91 2 025 А500С 1=7650(7800) анкеровать на опоре с помощью Г - 43 50 ЭД со СО 016 А500С 1=7500(7700) 012 А500С ш.300 025 А500С 1=7800(8000 анкеровать на опоре с помощью Г - 43 016 А500С 1=7500(7700) Г -92 шаг 200 анкеровать на опоре с помощью Г - 43 шаг 200 Г-36 ш.300 связать с армату перекрытия 025 А500С 1=7650(7800) анкеровать на опоре с помощью Г - 43 025 А500С 1=7800(8000) К-2 Г-62 Монолитная стена см. КЖ6 лист 39 012 А500С ш.300 Г - 36 ш.300 связать с ар перекрытия 50 90 150 520 3025 А500С 1=5600 К-1 2 шт. 65 Монолитная стена см. КЖ6 лист 39 5?П Ж Рисунок 2.77 — Варианты армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной схемы. Разрезы 1—1...6—6 (см. рис. 2.76) 219
8-8 016 А500С 1=7600 завести за грань опор на 700 мм 6565 012 016 А500С 1=5900 анкеровать на опоре с при помощи Г - 87 ш.300 016 А500С 1=6600 шаг 200 Г-89 устанавить с учетом 016 А500С 1=7600 завести за грань опор на 700 мм 016 А500С 1=6600 16 А500С 1=5200 100 016 А500С 1=5900 анкеровать на опоре g при помощи Г - 87 012 ш.300 Г >89 шаг 200 1001 :—11 9-9 Г-87 016 А500С 1=5900 К-2 90 016 А500С 1=6600 016 А500С 1=5200 016 А500С 1=1100 анкерующий стержень 016 А500С 1=7600 завести за грань опоры на 700 мм К-1 2 шт. 30 анкеровать на опорепри помощи Г - 87 012 А500С ш.300 150 130 10С 10-10 <Г - 36 ш.300 саюать с арматурой перекрытия Г-89 шаг200 016 А500С 1=7600 Разрез 11—11 Рисунок 2.78 — Варианты армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструк- тивной схемы. Разрезы 7—7... 11—11 (см. рис. 2.76) 220
Схема опалубки перекрытия типового этажа. h=30 Схема верхнего армирования перекрытия типового этажа. Схема нижнего армирования перекрытия типового этажа. Схема армирования контурных балок, выпусков для стен и балконов типового этажа. (2 шт) Рисунок 2.79 — Фрагменты опалубки и армирования перекрытия типового этажа 221
г-м Узел 3 Рисунок 2.80 — Узлы армирования перекрытия типового этажа 222
Фрагмент А Рисунок 2.80а — Узлы армирования перекрытия типового этажа. Вариант применения элементов тепло- изоляции Schoeck Isokorb. Конструкция подбирается в зависимости от нагрузки балкона (использовать рекомендации НИИЖБ им. А.А. Гвоздева) 223
A—A В-В Рисунок 2.81 — Узлы армирования перекрытия типового этажа. Пример армирования сварными каркасами (см. рис. 2.80) 224
Раздел 6 БАЛКИ Балка по оси 18 между осями Э-Т 7-7 9-9 Рисунок2.82 — Армирование балки перекрытия жилого здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.42)
Рисунок2.83 — Фрагмент расположения системы балок здания каркасной конструктивной схемы. Опалубка, армирование 226
Арматура перекрытия см. комплект 2025 АШ 50 1=7150 1=6500 1=1800 4025 AIII 1=7150 30X3 2050 2050 1=6500 7360 10 АШ шаг 150 10 АШ 4025 АШ шаг 150 010 AIII 010 AIII 2025 AIII 1=1800 +263211 tmt - 10 АШ шаг 100 Армирование колонн и конструкция_______ консоли - см. комплект стен и колонн - 10 АШ шаг 100 Армирование колонн и конструкция_______ консоли • см. комплект стен и колони *26.630 *26.140 2010 АШ 1=6500 рматура перекрытия м. комплект КЖ 14 4025 АШ 1=7150 20 10 AIII i=>ibo +26.320 поз. 2 шаг 150 И0 150 поз. 1 шаг 300- в шахматном порядке 4025 AIII 1=6500 *25.830 *26.630 *26.14(2010 AIII рматура перекрытия м. комплект КЖ 14 4025 AIII 1=7150 20 10 AIII 1=7150 *26.320 ПО3- шаг 150 ПОЗ. 1 шаг 300» - в шахматном порядив поз. 4 отгибы 4025 АШ 1=6500 *25.830 20 2 Рисунок2.84 — Армирование балки Б1 переходной части между отдельными зданиями. Разрезы 1—1, 2—2
20 25 AIII приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 к=6ГОСТ 14096-85 4025 АШ 1=7150 2025 AIII 1=1600 поз. 3 отгибы 2016 AIII приварить к 0 16 Alli з.д. М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами I =160 h=6 ГОСТ 14096-85 0 10 AIII приварить втавр к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная h =6 ГОСТ 1409885 42C 20 М-4 2025 AIII приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 20 слои поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке поз. 2 шаг 100 на опоре поз. 3 отгибы 2016 AIII поз. 4 1=2100 поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке h=6 ГОСТ 1409685 4025 AIII 1=6500 2025 АШ 1=1800 2 4025 АШ 1=7150 2025 АШ______________ приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами I =160 h =6 TOCTJ 4096-85 на опоре поз. 3 отгибы 20 поз. 4 1=5 поз. 1 шаг 200 в шахматном порядке поз. 2 шаг 100 поз. 1_____ шаг 200 в шахматном порядке поз. 3 0 10 АШ 222 М-4 приварить втавр к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная h =6 ГОСТ 1409885 отгибы 2016 AIII приварить к 0 16 Alli з.д. М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1=160 h =6 ГОСTJ4098-85 2025 AIII_______ приварить к опорному листу М-4, сварка дуговая С23 -Рэ ручная швами 1 =160 h =6 TOCTJ4098-85 20 8 а—а 4025 АШ 1=6500 0Ю AIII IM90 чпо___ 225 20 6 AIII 160 010 АШ I-496 -300x10 Ибо В—В 2025 АШ 1-1800 сварка дуговая__________ С23 -гз ручная швами I «160 h.«6 ГОСТ 14098-85 -300x10 Ж £ 010 АШ 1-490 -300x10 1-Зд0 AIII С23 -Рэ ручная швами I j»160 h.«=6 ГОСТ 14098-85 016 AIII Сварка в раззенкованное тверстме 2025 АШ нижняя арматура багам Сварка в раззенкованное сварка дуговая__________ CZJ -Рэ ручная швами I-160 h.-б ГОСТ 14098-85 Рисунок 2.85— Армирование балки Б1 переходной части между отдельными зданиями. Фрагменты 1,2. Закладная деталь М-4 228
2 0 25 А500С 1-3000 50 00 loo Ях200-1600 200 15x100-1500 13x200-2600 1200 1200 1200 IROO 1200 1200 -2 950 50 14x100-1400 50 9x150-1350 2 025 А500С 1-7Я00 2 0 25 А500С 1-Я300 200x14-2*00 100 100x16-1600 1200 1200 1200 3 0 16A500C 1-6600 ПРОЕЗД ( .4 r»n)(TMlWH.'ll Ln*- JtMi hni-* Армирование колони см. соответствующие чертежи Армирование колопн см. соответствующие чертежи 012 А500С шаг 100 на опоре шаг 200 в пролете 3 0 16А500С 1-4Я00 2 025 .ASРОС 1-2400 0 12 А500С шаг 100 па опоре шаг 200 в пролете 3 0 25 А500С 1-2400 2 0 25 А500С 1-2400 3 0 25 AS00C 1-2400 50 50 ооЬоо 2 500 I IM 1200 1200 •2 950 2 0 25 A500C 0 12 A500C шаг 13Й naono шаг 200 в пролЬ 2 0 25 A500C 1-6600 3 025 А500С 1-4R00 Армирование стен см соответствующие чертежи -5 700 2 025 А500С I - 9100 I -2400 3 025 A500C 1-6000 •5.700 3 025 А500С 1-6600 012А5ООС (Г-2) шаг согласно смежным хомутам того же диаметра С’ЬКГОСТМЮМРИ Lb» JOO tan-* 3 0 16 A500C 1-6000 ПРОЕЗД -5.700 Армирование колонией. соответствующие чертежи 6600 """1,1 .................................. ' »L 17400 6000 2 025 А500С ю Рисунок 2.86 — Армирование балки перекрытия гаража. Разрезы 1—1, 2—2
:оо ио но г -1 5 ЯЮ «00 200 5 .25 A.m |iN)L I/ I-1 iff r ирывалм.ы армирование перетрут™ гм гпмплегт кЛ) $0 г г DC 200 too 1500 лрмяривдипс стен ion ion 2 TO SA-*I 0MJ L>X00 1 №f) l»J4d i»W« If 1*ИГ "нХ -«МИ кИА<Л *л uttwH I «r2tn lex:I i4(Mv fce“° стяг щм«аы|Ч1 >fe ж гнчпы шввмп 1. ЛЛ 0.-6 НХ I I40WM L>2000 рсчимилсмн I.-2OU I IX. Г .4IMC р)яям шммм I ИХ. Г I4IMC ’ 5 • 25 Л- ПТ (ни о -гттпг- 'iruajpwib I « • .'< V гп lt>IL - 7кЧЮ POO Ы10А4 ДД2&О 1-3320 М»Н1 6k5 O-WOO БИ111ЕЯ JMj С-5 швг25( 1000 2000 fcfMiyOBtHW CTCTt L>M0 2>10А«* l « МО ftn*00-3(MX ElOEjIRcu Ик*ОО-Э( Ш 100 I DOC 2000 «00 BfMHpJMHMC СТСП Рисунок 2.87— Армирование балки под колонны над проездами здания. Разрезы 1—1...3—3
Раздел 7 ЛЕСТНИЦЫ, ОГРАЖДЕНИЯ БАЛКОНОВ смотри раиел АР 3000 3000 +25.800 025 А500С 1x2200 1x2700 Рисунок 2.88 — Опалубка и армирование монолитной железобетонной эвакуационной наружной лестницы
РАЗРЕЗ ГТяГ” Рисунок 2.89 — Опалубка и армирование типового лестничного узла здания 232
2 СТн-t Разрез А—А 1000 6500 Рисунок 2.90 — Опалубка и армирование монолитной железобетонной наружной лестницы 233
Деталь установки ДБ-1 для крепления кирпичной кладки ограждения балкона Деталь армирования кладки ограждения балкона шаг 510 Деталь приварки уголка для крепления витражей кладку завершить_____ после приварки уголка ЗД-1 шаг 510 1Л о . I L75xb приварить по периметру балкона ----- 01OA-III 1 = 100 Вариант армирования монолитного ограждения балконов 1=600 Рисунок 2.91 — Варианты конструкций ограждения балконов 234
180 180 06А24О Ф6А240 Д108А5ООС шаг 200 275 300 06А24О *0.440 *0.440 арматура плиты показана условно арматура плиты показана условно Д2»8А5ООС шаг 200 х 180 06А24О 06А24О 180 210140 Д4»8АЭД0С шаг 200 300 260 .ДО 180 ДЗ 08АЭДОС шаг 200 и, 25, 06А24О 1 ,/'Lj4S Д508А5ООС У "’Г шаг 200 -0.300 УРЗ. 400 -0,300 60 06А24О -1.200 МТОО красный кирпич М7.5 цементный раствор #6А240о, 30j||J60^j|U3( ДО 08А5ООС 2(3 шаг 200 220 60 ДЮ08А5ООС шаг 200 -0.160 350 ,200 .200 А 4 120 арматура плиты показана условно Рисунок 2.92 — Варианты конструкций ограждения балконов 235
ПРИЛОЖЕНИЕ 3 ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ А. Многоуровневая автостоянка Рисунок 3.1 — Схема расположения верхней и нижней основной арматуры перекрытий автостоянки на отм. —5.500 и —1.800
Рисунок 3.2 — Схема расположения верхней дополнительной арматуры в перекрытиях автостоянки на отм. —5.500 и —1.800 237
Узел ”А" на отм. -1.800 ш.200 2 (осн.арм.) 850 65 135 850 Ь. 3 (доп, арм.) ~ Ф25А500СП ш.200 3 (доп, арм.) Ф16А500СТ1 ш.200 Ф25А500СП ш.200 Узел "А" на отм. -5.500 20012001200 1200 200 1200 ш.200 8 (осн.арм.) Ф12А500СП ш.200 65 135 ,200 ^200 р00 [,200 рОО рОО [, 9 (доп, арм.) и 7Г тг Т тг 7Г Ф12А500СП ш.200 9 (доп, арм.) Ф12А500СП ш.200 Рисунок 3.3 — Армирование участков опирания плиты покрытия (а) и перекрытия (б) на колонны (планы см. рис. 3.1,3.2)
2000 2000 От. низа капители •J 7 (осн, арм.) Ф12А500СП ш.200 5 (доп, арм.) Ф16А500СП •2.500 Арматурные выпуски из фундаментной плиты показаны условно 3 (доп, арм.) 025А5ООСП ш.200 3 (доп, арм.) 025А5ООСП ш.200 2 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 Шов бетонирования 08А24О(4ОО) 53 шаг 200 6 (доп, арм.) Ф16А500СП ш.200 11 (доп, apnj шаг 200 12 ш.200 -2.200 Отм. низа покрытия •5.500 Отм. верха перекрытия 1.800 Отм. верха покрытия 40.200 Отм. верха фундаментной плиты ш.100 Ф8А240 (400) ш.100 60 160 2 (осн, арм.) 016А5 ш.200 08А24О(4ОО) 1 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 7 (осн, арм.) Ф12А500СП ш.200 10 (осн, арм. шаг 200 2000 850 850 2000 *8А240(400) 250 5 (доп, арм.) «16А500СП «16А500СП Ш.200 " 9 (доп, арм.) •12А500СП ш.200 Ф12А500СП ш.200 9 1Л шов бетонирования Шов бетонирования 11 (доп, арм.) шаг 200 Рисунок 3.4 — Армирование участков опирания плиты покрытия (а) и перекрытия (б) на колонны, а также колонны на фундаментную плиту (в) (разрезы см. рис. 3.1, 3.2) (поперечное армирование показано условно, см. разделы 4 и 5 приложения 1) 239
Узел "Б" КМ 2000 Деформационный шое 2 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 2000 •25А500СП ш.200 Ф16А500СП КМ КМ 850 850 Рисунок 3.5—Армирование участков опирания плиты покрытия в местах расположения температурных швов (планы см. рис. 3.1, 3.2) Ы 2 (осн, арм.) Р16А500СП ш.200 3 (дол, арм.) Р25А500СП ш.200 б (доп, арм.) Ф16А500СЛ ш.200 6 (доп, арм.) Р16А500СП ш.200 Р8А240 (400) Ш.100 Арматура колонн показана условно Отм. верха покрытия 1 (осн, арм.) 016А5ООСП ш.200 1 (оси, арм.) ш Ф16А50001 Д ш.2°о —; Отм. низа покрытия ш.100 п ш.200 ш.200 1 (осн, арм.) Я6А500СП ш.20р 2 (осн, арм.) • 16А500СП ш.200 3 (доп, арм.) •25А500СП ш.200 00 001200 5 500 475 В8А240 (400) •16А500СЛ Отм. низа капители Шов бетонирования
Узел "Би Рисунок 3.5а —Возможный вариант армирования участков опирания плиты покрытия (перекрытия) в местах расположения температурно-деформационных швов (см. рис. 3.1, 3.2) с использованием анкерной системы Schoeck Dorn (экономия одного ряда колонн)
Узел "В" 3 (доп, арм.) 016А5ООСП Ш.200 1 (осн, арм.) Ф16А500СП ш.200 3 (доп, арм.) Ф16А500СП ш.200 ш.200 3 покрытия 1 (осн, арм. Ф16А500СП ш.200 Ф8А240 (400) — ш.100 2000 Ф25А5ООСП ш.200 025А5ООСП ш.200 5 (доп, арм.) 016А5ООСЛ 7(скоба) Ф16А500СП ш.200 1 (осн, арм.) Ф1БА500СП Отм. верха покрытия 2 (осн, арм.) Ф16А500СЛ ш.200 20 016А5ООСП ш.200 5 (доп, арм.) 016А5ООСП Отм. низа капители Apwrypa ИОДОМИЫ показам* условно КР-2 850 Ф8А24О (400) ш.100 850 Рисунок3.6—Армирование краевых участков опирания плиты покрытия на колонны (планы см. рис. 3.1,3.2) 242
я Ы7 М -171 ьн 618 610 Балка 400х700(Н) п Балка бООх700(H) а а Л К Балка 600х700(Н Балка 600xfiSO( 8340 8WO 8460 •WO 8400 40 41 Б. Многофункциональный торгово-развлекательный комплекс в сейсмическом районе строительства Балко800х1200(Н) 1 613 Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) 600х70МН1 Балка 600х700(Н) Ба лкаБООх1900(H) Ба лкавООх1200(H) I Балка 600х700(Н) I 3 a Балка 600х700(Н Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) Балка 60Сх700(Н) алкаВООх1900(H) Балка 600x700 Н) Балка 600х700(Н) Балка бООх700(H) Балка 600ж700(H) 1W0C плита 200 Балка бООх700(H) Балка 600х700(Н) Б Балко000х1900(Н) 619 ММ^ I я I | Балка 600х700(Н) Балка 600х700(Н) З1 I о) Балка 600х700(Н) 17,400 । Балка 800х1200(Н) Болка 800х1900(Н) Балка 600х700(Н) Б а лк а800х1900(H) Балка 600х700(Н) Балка 600х?00(нГ Балка800х1900(Н)>*> Балка 600х700(Н) Балка 800х1900(Н) Рисунок 3.7 — План балочной плиты покрытия. Блок 20. Опалубка 243
А-А Рисунок3.8— Разрезы (опалубка) к рисунку 3.7 244
Узел 1 17,400 ГС-47.ГС-48,ГС-49 НС-5 НС-4 хомуты шагом 100 рабочая ар-ра балки ^8А500СП2 300. роо хомуты шагом 100 15,500 анкерная пластина J -22 х 140x140(1)1 с раззенкованным отв. 10 330 J. I 1 н И s 1111 * I . > Л800 I 4» . t и* > 5 —4— » 4310 ор-рд 028А500СП (балка Н--12001 8070 800 910 700 Рисунок 3.9 — Армирование главной балки покрытия (см. рисунок 3.8) место стыка ар-ры шоб сварной С21-Рн
__________Х22 Ф12А500СП шаг 100 по всей длинне балки +17.400 X2Q___________ 012А5ООСП шаг 100 по Осей длинне балки 24028А5ООСП 15.500 +17.400 +16.200 ___________га 012А5ООСП шаг 400 по Всей длинне балки ___________Х16 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки gp-pQ плиты 8016А5ООСП 20Ф28А500СП 00 24028А5ООСП юо 012А5ООСП шаг 100 по Осей длинне балки Xlfi_________________________ 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки ___________га 012А5ООСП шаг 100 по всей длинне балки 16028А5ООСП 4016А5ООСП 01ОА24О 800 Рисунок3.10— Разрезы 1—1, 2—2 к рисунку 3.9 246
Рисунок 3.11 — План балочной плиты перекрытияна отм. 6,350 (Блок 4. Опалубка)
Г- Г Опалубка +6,350 ню плиты Г—Г Армирование +6,150 низ плиты +6,350 рх плиты +5,650 низ балки 3610 700 3960 200 .200 ч ось балки Рисунок 3,12 — Опалубка и армирование консольной части плиты перекрытия (см. рис. 3.11) 248
арматуре колонии услобно не показано 100x19=1900 100x19=1900 200 , 200 , 200 . 200 . 200 — 'С 1 jf 1 Рисунок 3.13 — Армирование пролетных и опорных (на колонны) участков главной балки перекрытия (см. рисунок 3.12)
сборной шоб С21-Рн -5.650 I («22 А500СП) -0,150 сборной шоб С21-Рн Ownyow io пммпы перофшнмя 5 1 (022 Д500СГ1) 2 (022 СП) g 8 txibwoa бам woo бетониробомця Рисунок 3.14 — Армирование узла опирания балок на колонну 250
022А5ООСП r_ -», —> 500 ноклодки 2 Ар-ро 022А5ООСП 100 , 100 100 50 250 колонны Рисунок 3.15 — Разрезы к рисунку 3.14 251
Пример быполнения сборного шбо Ар-ро колонна 022А5ООСП _________ноклодки из ор-ри 022А5ООСП Рисунок 3.16 — Разрезы и детали к рисуеку 3.14 252
ПРИЛОЖЕНИЕ 4 ПРИМЕРЫ РАСЧЕТОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ПРЕДОТВРАЩЕНИЯ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ Пример расчета № 1 Здание регулярной структуры, каркасное, 20-этажное, с монолитными колоннами и бал- ками. Перекрытия из сборных ребристых плит. Размер сетки колонн 6x6 м. Высота этажа h =3 м. Нагрузка (нормативная): постоянная: 4,35 кН/м2; длительная 0,95 кН/м2. При проектировании по статическому рас- чету неповрежденного здания: - колонны: 40x60 см, бетон тяжелый ВЗО; - балки: размер сечения 30x60 см; - бетон тяжелый ВЗО, 7?^=22,0 МПа, на- чальный модуль упругости Д>=32,5-103 МПа; - арматура А400 (А-Ш): /^л=400 МПа. Е =200000 МПа. Армирование опорных сечений из ста- тического расчета: рабочая верхняя арма- тура: 4020 As—12,56 см2; нижняя арматура: 2018Л5=5,О9 см2; При проектировании с учетом предотвраще- ния прогрессирующего разрушения Расчетные сопротивления материалов с учетом малой вероятности рассматриваемого события, динамичности процесса разрушения и с учетом табл.3.2: • Для бетона класса ВЗО и арматуры: - класса А400: Rbd=Rbn'lbd = 22-1,1 = =24,2 МПа; - классов А500 и А600: Rbd= 22-1,2 = =26,4 МПа; • Для арматуры при растяжении: - класса А400: Rsd=Rsn‘lsd = 400-1,16 = =464 МПа; - класса А500: Rsd= 500-1,1 = 550 МПа; - класса А600: Rsd= 600-1,05 = 630 МПа; Е~ 2-105МПа • Для арматуры при сжатии: - класса А400: R^^R'y^ ~ 400-1,1 = sea sn • sea * =440 МПа; - класса А500: Rscd= 500-1,1 = 550 МПа; - класса А600: Rscd— 550 МПа; Нагрузка на балки: q0 = (4,35+0,95 -0,95)-6= =31,5 кН/м. Поскольку удаление колонны первого эта- жа всегда более опасное, так как вызывает наи- большие усилия в оставшейся части здания, а также для сокращения объема вычислений, в качестве примера будем рассматривать толь- ко один вариант удаления средней колонны первого этажа. Расчет балок Так как максимальные моменты имеют место в опорных сечениях статически неопре- делимых балок, то анализ возможностей со- противления расчетных сечений начинаем с них. Исходные характеристики опорных сече- ний, установленные статическим расчетом до разрушения колонны: Размеры сечения балок 30x60 см. I Армирование балок: класс А400, опорное верхнее у колонн 4020 As = 12,56 см2, нижнее: 2018 As— 5,09 см2, а = а'= 4 см. 1) Определяем К1 и Kdv для сечения у крайней колонны _ 4^ 1 256-464—5,09-440 /^4 2-^2-30-56 Так как 2а' _ 8,0 h0 56,0 Принимаем _ _ ^dhpRscd _ ®scd ~ г = 0,143, 0,088-56,0-440 2-4 = 271 МПа. Откорректированное значение 12,56 -464- 5,09 -271 24,2-30-56 __ ^bmd^ j (0,78 j pl (Rsd +0.002ЕХ ’ ad= 0,85 - 0,006Ям = 0,85 - 0,006-24,2 = 0,85- -0,145 = 0,7; _ 0,002 1,1 0,002 1-^Z 1,1 = 556 10 s; „ 556-10"5 0,7-20 IO7(0,78-0,11) K pi = ~l------~ = 5<5 (464 IO3+0,002-20-IO7)-0,11 253
К dv 5,5 5,5-0,5 + 0,16 = 1,26. 2) Выполняем корректировку нагрузки на перекрытие с учетом Kdv ЧРГ Kdv 4>=U6 31,5=39,7 кН/м. 3) Определяем значения пластических момен- тов в опорном сечении балки у крайней колонны =^(1-0Л/)-+oscdA's{h0—а')= = 0,11(1 - 0,5 • 0,11) • 24,2 • 103 • 0,3 • 0,562 + +271 • 103 5,09 • 10“4(0,56-0,04)=236,7+71,7= =308,4 кНм. 4) Вычисляем требуемый момент в сечении балки над разрушенной колонной первого эта- жа, и предполагая нарушение связи с колон- нами вышележащих этажей - М%> = - 308,4 = = 406,2 кНм. 5) Определяем площадь требуемой растя- нутой арматуры над разрушенной колонной 6) Оценка влияния распора на несущую способность балки h_ 60 _ 1 1 Так как /“1200^20>30 возможен учет влияния распора. Находим максимальную величину распо- ра Ятах для сечения балки над разрушенной опорой. ^bmd ® J . Rsd+Es (0,002 + Ebmd <od) =_________556-10~5 0,7-20-Ю7___________ ~ 464 • 103 + 20 107 (о,002 + 556 • 10-5 0,?)” = 0,474. Чп.к =0,474-24,2-1030,3-О^б^б4-103 5,09-10 4+ +440-103-12,56-10^=1927-236,2+552,6=2243 кН. Определяем прогиб балки при _sl2ebmd<od _ 5-i22 556 10 s-0,7 = /R~ Ь&м ~ 48-0,56-0,474 Rbdbtf M. Определяем коэффициент влияния подат- _ 406,2—440-103 -12,56-10~4(0,56—0,04) _ 24,2-1О3-О,ЗО,562 406,2—287,4 2277 По таблице 20 Пособия* или из формулы ат =£(01—0,5£) определяем при аот =0,052, CL 4 Е=0,06. Так как <; < — = — = 0,071, прини- Ло 56 маем для сжатой арматуры °scj=0,5AjC(;, тогда 406,2 —0,5-440-103 -12,56-1 О’4 (0,56-0,04) _ «и - 2277 = 0,12. По таблице при ат =0,12, £=0,13. Л = +A's = Ksd Ksd = 0,13-0,3-0,56-^1+12,56-10"4 °’5'440 = 464 464 = 0,00114 + 0,00059 = 0,00173 м2 = 17,3 см2> > 5,09 см2. ливости торцов балки и колонн К на Ятах л А =-----— 0,5/ 0,22 0,56 0,5-12 = 0,0205 м; A #maxz 2243 12 лаллг д = —щах— ------------------- = 0,0046 м; bh-Eb 0,3-0,6-32,5-106 Ятах (2йэт )3 • 0,0052 Ebh 2243-63 0,0052 12 32,5 106 0,4 0,63 = 0,01 м; 0,0205 - 0,0046 - 0,01 0,0205 = 0,29. Определяем откорретированные значения ^1» и = ^Ятах=0,29 2243=650,5 кН &sd ^scd _ * Пособие по проектированию бетонных и же- лезобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения армату- ры. М., ЦНТП Госстроя СССР, 1989 г. 254 464103-5,09-IO"4 +65Q5—440-103 4 2,5640"4 24,24 03 -0,3-0,56 236,2 + 650,5-553 4066 = 0,082. Ebd bho
Момент в расчетном сечении, с учетом мо- мента от распора, приходящийся на растяну- тую арматуру 0,082-56-440 „ О = и sea _ -------------------= 253 кН. scd 2а 2-4 Тогда _ 236,2 + 650,5 — 253-103-12,56-10 Mudi = Mud} - MHi =406,2-57,3=348,9 кНм. = 0,14. 4066 si2 • ebmd • (od _ 5 122-556-10~5 0,7 _ 348,9-0^-440-103-12,56-10^(0,56-0,04) 24,2-lQ3-0,3-0,562 48 0,56 0,14 348,9-143,6 2277 = 0,09. = —— = 0,74 м > ha = 0,56 м. 3,76 ° Следовательно, в рассмотренном случае из-за большой податливости балок и колонн распорные усилия не увеличивают несущую способность балок. Для уменьшения податливости опорных конструкций и увеличения распора изменим размеры колонн на 40x80 см. Тогда 2243 63 -0,0052 12 32,5-106 • 0,4-0,83 = 0,0045 м, 0,0205-0,0046-0,0045 0,0205 = 0,56, Я, = 0,56-2243=1256 кН 236,2 + 1256-553 4066 = 0,23, 5-122-556-10-5-0,7 2,8 п .. -----------------— = —^— = 0,45 м 48-0,56-0,23-----6,18 Момент от распора относительно центра тяжести сжатой зоны бетона МН1 = = 1256(0,56(1- —0,5-0,23)—0,45]=57,3 кНм. При ат=0,09, £=0,095 24 2 л 0 5-440 А, = 0,095 • 0,3 • 0,56=^+12,56 -10-4 • = 464 464 =0,00083+0,00059=0,00142 м2 =14,2 см2. Таким образом, если сечение колонн 0,4x0,6 м, то требуемая площадь растянутой арматуры бал- киЛ5=17,3 см2, т.е. 3028 сЛ5=18,47 см2. В случае увеличения сечения колонн до 0,4 мх0,8м, Л5=14,2 см2 или 3025 сЛ5=14,73 см2. При уменьшении сечения крайних колонн до 0,4мх0,4 м в процессе аварийного нагруже- ния в результате действия горизонтальных уси- лий от балок при их изгибе могут возникнуть большие выгибы колонн на уровне перекры- тий, обуславливающие значительные допол- нительные эксцентриситеты приложения вер- тикальных нагрузок на колонны, а следова- тельно снижение их несущей способности. В таблице 4.1 приведены результаты рас- чета армирования балки с использованием ар- матуры разных классов. Расчеты выполнены с учетом динамического характера аварийного нагружения двухпролетной балки перекрытия при разрушении средней опорной колонны. Эффективность использования арматуры классов А500 и А600 взамен А400 в данном слу- чае достаточно очевидна. Таблица 4.1 Характеристики арматуры и бетона балок Характеристики балок Площадь арматуры над разрушенной колон- ной, см2 Класс арматуры Расчетное сопротивление, МПа Коэффи- циент динамич- ности Kdv Сжатой по проекту и расчету Растянутой по расчету Арматуры при растяжении и сжатии Бетона при сжатии Коз» ци 1 -1 тмри- ент Статика «,/«,, Динамика sd' sea Статика Я» Динамика R., ba luiavin'i- ности К. А400 350/350 464/440 22,0 24,2 5,5 1,26 12,56 17,3 А500 435/435(400) 550/550 26,4 4 ^8 1,28 12,0 А600 520/470 (400) 630/550 26,4 3,62 1,32 9,8 255
Пример расчета № 2 Требуется выполнить расчетно-конструк- тивное вариантное проектирование железобе- тонного монолитного перекрытия 5-ти этажно- го здания гаража размером в плане 37,5x37,5 м с регулярной сеткой колонн 7,5x7,5 м*. Расчет выполнялся с использованием про- граммного комплекса «Лира 9.4» в простран- ственной постановке, с учетом геометричес- кой и физической нелинейности конструкций по методике приведенной в части III Пособия. В соответствии с табл. 3.1 ч. III безбалоч- ные перекрытия зданий высотой до 10 этажей с равномерно распределенной поэтажной на- грузкой для выполнения требований предель- ных состояний при обычных статических и ава- рийных нагрузках и предотвращения прогрес- сирующего обрушения должны иметь сетку ко- лонн при оптимальном проектировании с раз- мерами, не превышающими 6,2x6,2м. При пре- вышении этих размеров расчетный поиск ми- нимального расхода материалов и стоимости перекрытий целесообразно выполнять путем изменения его конструктивного решения. В данном случае оценивались различные варианты капительного исполнения надко- лонной части перекрытия. После выполнения статического расчета проверялась устойчи- вость против прогрессирующего обрушения. По результатам расчета можно видеть, что уве- личение высоты надколонной части перекрытия за счет увеличения капители со 100 до 300 мм привело к увеличению расхода бетона при раз- мерах капителей 1,5x1,5 м по перекрытию на 6,3 % при снижении расхода арматуры на 26 % (табл.4.2). При этом конструктивном решении обеспечивается устойчивость против прогрес- сирующего обрушения без дополнительных расходов материалов с выполнением рекомен- даций для оптимального проектирования пе- рекрытий, приведенных выше. Учитывая ре- комендации по снижению армирования без- балочных перекрытий за счет благоприятного влияния распора расход арматуры может быть еще дополнительно снижен на 5... 10 %. Из результатов расчета можно видеть, что при исчерпании конструктивных возможнос- тей безбалочного перекрытия здания измене- нием его конструктивной схемы достигается значительное снижение расхода арматуры и стоимости, т.е. цель оптимального проектиро- вания. При этом наиболее эффективное кон- структивное решение перекрытия имели мес- то при практически одинаковых максималь- ных пролетных и опорных значениях относи- тельной высоты сжатой зоны при выполнении условия (3.7) части III. Так как £ на опоре и в пролете меньше 0,15, можно принять коэффициент динамичности равным единице. Таблица 4.2 Высота сечений перекрытий с сеткой колонн 7,5X7,5 м и размером капители 1,5X1,5 м Армирование (по расчету), мм2 Ао, см Расчетные характеристики сечений Расход мате- риалов на 1 м2 на опоре в пролете на опоре в пролете X см £ =x/h0 Ц= =100 AJbh^ % бетон, м3 арма- тура, кг А SC А А'„ SC Пролет 200 мм » 13,92 3,77 ——1 16,8 3,07 0,183 0,83 0,206 32,68 Опора 200 мм+100 мм (капитель) 41,03 3,77 "11— 25,5 11,18 0,438 1,61 Пролет 200 мм «1 ' —— 11,46 3,77 — 16,8 2,3 0,137 0,68 0,214 26,05 Опора200 мм+200 мм (капитель) 28,31 3,77 — " '' 35,5 7,36 0,207 0,80 Пролет 200 мм 11,29 3,77 16,8 2,25 0,134 0,67 0,219 24,2 Опора 200 мм+300 мм (капитель) 22,77 3,77 114 —»'» 45,5 5,7 0,125 0,5 0,219 24,2 * Расчеты выполнены к.т.н. Козелковым М.М. и инженером Гадаловым А.А.
ПРИЛОЖЕНИЕ 5 ПРИМЕРЫ ИСПОЛЬЗОВАНИЯ ЭФФЕКТИВНЫХ ВИДОВ АРМАТУРЫ КЛАССОВ А500С, А500СП И В500 Арматурные изделия заводского изготовления для монолитного строительства Зарубежный опыт использования в моно- литном строительстве арматурных изделий заводского изготовления убедительно доказы- вает эффективность этого метода армирования конструкций зданий в построечных условиях. Применение унифицированных арматур- ных изделий и в первую очередь сварных се- ток и каркасов в значительной степени умень- шает трудоемкость арматурных работ на стро- ительных объектах и повышает их качество, тем самым снижая себестоимость. Изготовление в заводских условиях свар- ных сеток и каркасов для отечественного про- изводителя не является новым, так как этот технологический процесс уже много десятиле- тий применяется на заводах по производству сборного железобетона. К сожалению до настоящего времени от- сутствие нормативно-технической документа- ции на достаточно широкую номенклатуру унифицированных арматурных изделий для монолитного домостроения, учитывающей технологию производства арматурных работ с унифицированными изделиями в условиях стройплощадки, сдерживает широкое внедре- ние этого арматурного продукта при возведе- нии железобетонных монолитных зданий. При проектировании унифицированных изделий для монолитного домостроения необ- ходимо учитывать: - габаритные размеры, ограниченные усло- виями транспортировки изделий; - массу изделий, диаметр арматуры, соот- ветствующие возможностям грузоподъемных механизмов и требованиям по сварке, регла- ментируемым возможностями автоматизиро- ванного сварочного оборудования; - свойства арматурного проката нового по- коления классов А500, В500, требующих осо- бых технологических условий при сварочных работах; - требования по стыкованию изделий на стройплощадке (нахлестка без сварки и др.), зависящие от характера нагружения этих из- делий в процессе эксплуатации. Ниже приведены чертежи арматурных се- ток и каркасов из Каталога арматурных изде- лий для строительства монолитных железобе- тонных зданий (ФГУП «НИЦ «Строитель- ство», ОАО «ЕвразМеталлИнпром»), а также собственной разработки компании ЗАО «СК «ЛенСтройДеталь» (рис. 5.1; 5.2). Проектировщик-конструктор при состав- лении схем армирования может выбирать из каталога варианты стандартных арматурных изделий. Возможно изготовление арматурных изделий по индивидуальному заказу. Сетки и каркасы разработаны с использо- ванием арматуры классов А500С, А500СП и В500. В приведенных таблицах показан эффект от замены арматуры класса А500С на А500СП, полученный в результате уменьшения длины анкерующих участков стержней (раздел 2.3, часть II). Общий экономический эффект от замены арматуры класса А400 на А500СП по расходу металла может достигать 25 %, А500С на А500СП - 5-7 %. 257
АРМАТУРНЫЕ СЕТКИ Нижние фундаментные подколонные сетки квадратные Нижние фундаментные подколонные сетки прямоугольные Маркировка изделий Маркировка изделий СФ 2x2 - 12А500СП(А500С) / 200 шаг арматуры, мм диаметр, мм с указанием класса арматуры: А500СП(А500С) габариты сетки, м сетка фундаментная СФ 2x2 - 12А500СП(А500С) / 200 шаг арматуры, мм диаметр, мм с указанием класса арматуры: А500СП(А500С) габариты сетки, м сетка фундаментная СФ2х2-12А500СП/200 СФ2Х2-12А500С/200 Нижние сетки с разным классом арматурной стали и с обинаковой несущей способностью рундаментные подколонные сетки квадратные Марка изделия L, мм S, ММ а, мм 0, ММ Масса изделия, кг Бетон класса В20 СФ2х2-12А500СП/200 2000 200 100 12 35.52 СФ2х2-12А500С/200 2100 150 37.30 СФ2х2-14А500СП/200 2000 100 14 48.32 СФ2х2-14А500С/200 2150 175 51.94 СФ2х2-16А500СП/200 2000 100 16 63.12 СФ2х2-1бА500С/200 2150 175 67.85 Нижние фундаментные подколонные сетки прямоугольные Марка изделия Li, мм La, мм S, мм ах, мм аг, мм 0, ММ Масса изделия, кг Бетон класса В20 СФ2.4х2-12А500СП/200 2400 2000 200 100 100 12 42.62 СФ2.4х2-12А500С/200 2500 2100 150 150 44.58 СФ2.4х2- 14А500СП/200 2400 2000 100 100 14 57.98 СФ2.4Х2-14А500С/200 2550 2150 175 175 62.00 СФ2.4Х2-16А500СП/200 2400 2000 100 100 16 75.74 СФ2.4х2-16А500С/200 2550 2150 175 175 80.95 я Рисунок 5.1— Примеры сварных арматурных сеток из Каталога арматурных изделий для строительства монолитных железобетонных зданий (ФГУП «НИЦ «Строительство», ОАО «ЕвразМеталлИнпром» 258
Сетки для армирования стен Гнутые сетки Сетки для армирования перекрытий St Сетки для производства ЖБИ 5(^,300^00 .300^300 ,300,.300^300^50 g7S0 Каркасы плоские для армирования стен и балок Скобо-гибочные изделия: петли, скобы и хомуты ЛАЛ. □ <= t Рисунок 5.2 — Примеры сварных арматурных изделий производства ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» по СТО 1276-001-968-27299-2014 (www.Lenstroydetal.ru) 259
Проектирование армирования монолитна плит перекрытий и стеновых элементов унифицированными сварными сетками и каркасами Применение готовых сварных сеток в Рос- сии получило развитие на базе индустриаль- ного производства изделий из железобетона для сборного строительства, в которых массо- во используются сварные сетки (легкие и тя- желые), изготавливаемые в арматурных цехах заводов ЖБИ. В монолитном домостроении в последнее время также находят применение сварные сетки, поставляемые специализиро- ванными региональными металлосервисными центрами. Наилучшие экономические показа- тели имеют такие предприятия, организован- ные крупными заводами-производителями арматурного проката, так как в этом случае существенно снижаются затраты на приобре- тение и доставку арматуры. Преимуществами использования в моно- литном домостроении готовых сварных сеток являются снижение трудоемкости, увеличение темпов и повышение культуры производства арматурных работ. Однако в России вопреки мировой тенденции их внедрение пока не но- сит массового характера в силу ряда производ- ственных обстоятельств. К ним относятся до- ступность дешевой рабочей силы для ручной вязки арматуры, дефицит и дороговизна адек- ватных компьютерных проектных программ по рациональной раскладке сеток унифициро- ванных типоразмеров и т.п. В значительной мере ограниченность вне- дрения в монолит готовых арматурных сеток объясняется отсутствием специализированной учебной и справочной литературы. Норматив- ные документы по данному вопросу отсутству- ют или не отвечают требованиям современно- го строительства. В настоящее время в Центре проектирова- ния и экспертизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева проводятся работы, направленные на увеличе- ние объемов применения унифицированных арматурных сеток в качестве рабочей армату- ры в монолитных конструкциях зданий. Со- вместно с металлопроизводителями разраба- тываются технологии производства холодно- деформированной арматуры повышенной пластичности. Исследуется прочность такой арматуры на сжатие и влияние факторов ис- тории предварительного нагружения, харак- терных для аварийных ситуаций. Подсчитано, что замена арматуры класса А400 на холоднодеформированную арматуру класса В500С промежуточных размеров в соста- ве сварных сеток для перекрытий позволяет реализовать экономию арматуры от 5 до 10 % даже с учетом дополнительного расхода на на- хлестку сеток (рис. 5.3, 5.4 и 5.5). Результаты новых исследований НИИЖБ им. А.А. Гвоздева по оценке прочности и де- л» ^ормативности арматуры класса В500 при сжатии, позволяют рекомендовать увеличение расчетного сопротивления сжатию для этой арматуры с 415 (350) МПа до 435 (400) МПа. Такие изменения в СНиП расширяют объемы использования холоднодеформированной ар- матуры в стеновых элементах и наряду с при- менением промежуточных диаметров обеспе- чат значительное снижение металлоемкости строительства (до lO-s-15 %). Пример армиро- вания стен монолитного здания унифициро- ванными секциями на рис. 5.6. 260
Вариант 1. Армирование отбельными стержнями Варианты 2 и 3. Армирование унифицированными сетками производства "ДиПОС" Экономическая эффективность 1 * I п/л I Показатели Ед.изм I Количество Ьт площаде этажа на 1м1 I По расходу арматуры 1 1 1 Вариант 1. (#12 А400) Kt | 22588 Ю.51 1 2 1 I Вариант 2. (*12 А400, В400С) К1 | 25838 1208 1^1 Эффективность по п.1 и 2 X 1 I -14.4 -14.4 1 4 1 | Вариант 3. (#11BSOOC) Kt | 21704 10.09$ 1 5 1 Эффективность по п.1 и 4 X | 1 *4-1 ♦4.1 1 И I п/п 1 Показатели I Ед.изм I Количество ка площадь этажа I на 1м1 I По производству арматурных работ I 6 построении х условиях 1 6 1 Сметная стоимость 1 Вариант 1 I 2418 | 0113 Вариант 2. 3 1 80 9 ! 1 0.038 1 7 1 Эффективностть по п.6 I * I | »200 | | ♦200 1 8 Нормативная трудоемкость Вариант 1 чел час 1 1253 1 1 0.583 Вариант 2. 3 1 467 1 1 0.217 1 9 1 Эффективностть по п.8 I * I 1 *%8 1 I *168 Средства на оплату труда 1 10 I Вариант 1 мсруб | 96.63 J | 0.045 Вариант 2, 3 1 3491 1 I 0.0162 I 11 I Эффективностть по п.Ю I ' X ♦177 | ♦177 Рисунок 5.3 — Вариант полевого нижнего армирования перекрытия жилого здания Производство ГК ДиПОС. E-mail: info@dipos.ru
Вариант 1. Армирование отдельны<и стержнями Варианты 2 и 3. Армирование унифицированными сетками производства "ДиПОС" 1 м И r i Ш к i* iiin* i »’» i ii i hi i«i Ы»i i U i 41'4 4 4 4 4I4H 4 4144 4 44 4 Ш 4 44 4lil 4 4 4 ММ! Н MliMIM a m4i4li4i4i4 ил Экономическая эффективность гг Л/П Показатели Ед.изм Количество на площадь этажа на 1н1 По расходу арматуры 1 Вариант 1. (#12 A400I кг 22617 Ю.57 2 Вариант 2. (012 А400, В400С) кг 27951 13.07 Эффективность по п.1 и 2 X -236 -23.6 4 Вариант 3 «11В500С) кг 23479 10 98 5 Эффективность по п.1 и 4 X -3.8 -38 ч п/п Показатели Едизм 1 Количество La площадь | этажа на W По производству арматурных работ в построечных условиях 6 Сметная стоимость пысруб Вариант 1 | 174.112 0.081 Вариант 2, 3 I 65 085 0.0304 7 Эффективности^ по п 6 X I I *168 *168 8 Нормативная трудоемкость чел час Вариант 1 | 9Ю 0425 Вариант 2, 3 I 388 0.181 9 Зффективностть по п 8 X | I *136 И36 10 Средства на оплату труда тысру& Вариамп 1 I 69.68 0.0326 Вариант 2, 3 1 28.351 0.0133 11 Зффективностть по пЮ X 1 1 *146 *146 л Рисунок 5.4— Вариант полевого нижнего армирования перекрытия гаража 262
> * ♦aftAw^vwW и Л. «МБХ*. .Ж JVte^WHA'W ягжг. 4 w^wn Технико-экономические показатели армирования монолитного перекрытия Наименование показателей Ед. измерения Вариант I (отдельные стержни из арматуры) 11 (сетки из арматуры В500С промежуточных диаметров) Трудозатраты чел.-ч 241 75 Оплата труда рабочих руб. 24173 7510 Сметная стоимость (без арматуры) руб. 73919 24446 Расход арматуры кг 10365 8221 Сметная стоимость арматуры руб. 336743 229165 Всего сметная стоимость армирования руб. 410662 253611 Рисунок 5.5 — Технико-экономическое обоснование на примере армирования сетками перекрытия жилого дома. Данные предоставлены ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» (www.Lenstroydetal.ru) 263
Стена Ст11 _1 л 3/Т2 Сетки С4_8_4, С4'_8_4, С5_»_6, С5"_и_6, С6_Ц_Л W_J2_6 Рисунок 5.6— Армирование стен сетками (на примере объекта ЗАО «СК ЛенСтройДеталь» ж/к «Северная долина») (www.lenstroydetal.ru)
KPy...-каркас усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия KPn...-каркас поперечного армирования Рисунок 5.7 — Схема усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия сварными каркасами 265
300x10 = 3000 1_кр=3200 300x11 = 3300 1 кр=3700 300x12 = 3600 1кр=3800 150 300x13 = 3900 1_кр =4200 Маркировка изделий. КРу 6.0/200-12 С/СП класса А500СП класса А500С диаметр рабочей арматуры толщина плиты перекрытия, мм пролет, м усиленное армирование Каркас плиты перекрытия Рисунок5,7а — Плоские каркасы усиления Кру... ДЛЯ ПРОЛЕТА 6.0 м |200l < ДЛЯ ПРОЛЕТА 7.0М ДЛЯ ПРОЛЕТА 8.0М ДЛЯ ПРОЛЕТА 7.2М Маркировка изделий. Кр п 6,0.200/400-10 С / СП класса А500СП класса А5ООС диаметр поперечной арматуры размер сечения квадратной колонны, мм толщина плиты перекрытия, мм пролет, м поперечное армирование Каркас плиты перекрытия Рисунок5.76 — Плоские каркасы усиления КРп... 266
Марка изделия Пролет, м Толщина плиты, мм К-во кар- касов, шт. Длина каркаса, мм Высота каркаса, А, мм а, мм S, мм dt, мм J2, мм Масса изделия, кг Класс бетона В20, В25, ВЗО Класс рабочей продольной арматуры А500СП, А500С. Класс поперечной арматуры А500С, В500С КРу-6.0/200-12 С/СП 6,0 200 2 3200 150 25 300 12 8 66,33 КРу-6.0/200-14 С/СП 14 8,38 КРу-6.0/220-12 С/СП 200 170 12 6,42 КРу-6.0/220-14 С/СП 14 8,47 КРу-7.0/240-12 С/СП 7,0 240 2 3700 190 25 300 12 8 7,47 КРу-7.0/240-14 С/СП 14 9,84 КРу-7.0/240-16 С/СП 16 12,58 КРу-7.0/250-12 С/СП 250 200 12 7,52 КРу-7.0/250-14 С/СП 14 9,89 КРу-7.0/250-16 С/СП 16 12,63 КРу-7.2/240-12 С/СП 7,2 240 3 3800 190 25 300 12 8 7,73 КРу-7.2/240-14 С/СП 14 10,16 КРу-7.2/240-16 С/СП 16 12,97 КРу-7.2/250-12 С/СП 250 200 12 7,78 КРу-7.2/250-14 С/СП 14 - - т- , 10,21 КРу-7.2/250-16 С/СП 16 13,02 КРу-7.2/260-12 С/СП 260 210 12 7,83 КРу-7.2/260-14 С/СП 14 10,26 КРу-7.2/260-16 С/СП 16 13,07 КРу-8.0/270-12 С/СП 8,0 270 3 4200 220 25 300 12 8 8,67 КРу-8.0/270-14 С/СП 14 11,36 КРу-8.0/270-16 С/СП 16 14,47 Рисунок 5.7в — Спецификация каркасов усиления КРу 267
Узел поперечного армирозания плиты перекрытия. (Арматура плиты условно не показана.) ... I,..»»—..— I,,. . I...... I , I,- , , - .. 25ьь 100x7=700 J 100x7=700 ^25 КРу... KPy...-каркас усиления армирования безбалочного бескапительного плитного перекрытия KPn...-каркас поперечного армирования Количество каркасов (площадь поперечной арматуры) назначается по расчету в проекте конкретного объекта. Рисунок 5.8 — Арматурные изделия поперечного армирования плиты перекрытия 268
Марка изделия Пролет, м Толщина плиты, мм Сечение колонны, мм Длина каркаса Z, мм мм Высота каркаса, h, мм а, мм 5, ММ dv мм d2, мм Масса изделия, кг Класс бетона В20, В25, ВЗО Класс рабочей продольной арматуры А500СП, А500С. Класс поперечной арматуры А500С, В500С КРп-6,0/200/400-8С 6,0 200 400x400 1550 500 150 50 100 8 5,0 1,16 КРп-6.0/200-/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,80(1,69) КРп-6.0/200/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,29(2,18) КРп-6.0/200/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,39(3,25) КРп-6.0/220/400-8 С 220 170 8 5,0 1,26 КРп-6.0/220/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,95(1,84) КРп-6.0/220/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,50(2,39) КРп-6.0/220/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,68(3,54) КРп-7,0/240/400-8С 7,0 240 400x400 1550 500 190 25 100 8 5,0 1,35 КРп-7.0/240/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,10(1,99) КРп-7.0/240/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,71(2,60) КРп-7.0/240/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,97(3,83) КРп-7.0/250/400-8 С 250 200 8 5,0 1,40 КРп-7.0/250/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,17(2,06) КРп-7.0/250/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,82(2,71) КРп-7.0/250/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 4,12(3,98) КРп-7.2/240/400-8 С 7,2 240 400x400 1550 500 190 25 100 8 5,0 1,35 КРп-7.2/240/400-10 С/СП 10 6,0(5,5) 2,10(1,99) КРп-7.2/240/400-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,71(2,60) КРп-7.2/240/400-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,97(3,83) КРп-7.2/240/450-8 С 7,0 240 450x450 1550 550 150 100 100 8 5,0 1,24 КРп-7.2/240/450-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,86(1,75) КРп-7.2/240/450-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,38(2,27) КРп-7.2/240/450-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,52(3,38) КРп-7.2/250/450-8 С 250 200 8 5,0 1,28 КРп-7.2/250/450-10 С/СП 10 6,0(5,5) 1,93(1,81) КРп-7.2/250/450-12 С/СП 12 6,0(5,5) 2,47(2,36) КРп-7.2/250/450-14 С/СП 14 8,0(7,5) 3,64(3,50) Рисунок 5.86 — Спецификация каркасов усиления КРп...
Типовое проектирование В Центре проектирования и экспертизы НИИЖБ им. А.А. Гвоздева с целью внедре- ния эффективного арматурного проката класса А500СП и В500 переработана с уче- том требований СНиП 52-01-2003, СП 631330.2012, СТО 36554501-005-2006** типо- вая проектная документация для производ- ства сборных железобетонных конструкций на предприятиях строительного комплекса России. Перечень этой документации с дан- ными по экономической э ни»: ективности (снижению расхода арматуры) приведен в нижеследующей таблице 5.1. Экономичес- кий эффект от внедрения эффективного ар- мирования по отдельным позициям дости- гает 27 %. Типовые серии железобетонных конструкций, переработанные в НИИЖБ им. А.А. Гвоздева для применения эффективной арматуры классов А500СП и В500* № п.п. Наименование перерабатываемых серий Новые обозначения серий Экономический эффект от сниже- ния расхода арматуры, % 1 Сваи забивные железобетонные цельные сплошного квадрат- ного сечения с ненапрягаемой арматурой Серия 1.011.1-10 вып. 1 БСК5.1 Выпуск 1 Часть 1,2 (2010 г.) 9,3-27,1 2 Сваи забивные железобетонные составные сплошного квад- ратного сечения с ненапрягаемой арматурой Серия 1.011-1-10 вып. 8 БСК6 (2010 г.) 15,54-23,8 3 Железобетонные колонны с применением стыков на ванно- шовной сварке высоты этажей 4,8 м и 6,0 м Серия 1.420-12 вып. 2 часть 1,2 БСК7 Часть 1, (2010 г.) 3,94-18,52 4 Железобетонные колонны с применением стыков на ванно- шовной сварке высоты этажей 6,0 м, 7,2 м и 10,8 м Серия 1.420-12 вып. 3 часть 1,2 БСК8 Часть 1,2 (2010 г.) 0,44-19,8 5 Железобетонные торцевые ригели пролетом 6 м с полкой для опирания плит Серия 1.420-12 выпуск 6,7,8 (дополнение к серии ИИ 20/70) БСК9 БСК10 БСК11 (2010 г.) - .. 6 Перемычки брусковые для жилых и общественных зданий Серия 1.038.1-1 вып.1 БСК1 (2010г.) 1,24-25,1 7 Железобетонные элементы оград Серия 3.017-3 вып.1 БСКЗ (2007 г.) 0,84-13,8 8 Плиты железобетонные с ненапрягаемой арматурой для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.2-84 БСК 3.2 БСК 3.3 (2010 г.) 4,2-9,8 9 Дорожные одежды с покрытиями из сборных железобетонных плит для автомобильных дорог в сложных условиях Серия 3.503.1-91 вып. 1 БСК 4 (2010 г.) " 1 10 Сборные железобетонные каналы и тоннели из лотковых элементов Лотки Серия 3.006.1-2.87 вып.1 БСК 18.1 Часть 1,2 (2011г.) 6,1+18,9 11 Сборные железобетонные каналы и тоннели из лотковых элементов Плиты. Опорные подушки Серия 3.006.1-2.87. вып. 2 БСК 18.2 (2012г.) 1,34-22,9 270
Окончание таблицы 5.1 № п.п. Наименование перерабатываемых серий Новые обозначения серий Экономический эффект от сниже- ния расхода арматуры, % 12 Фундаменты сборные железобетонные для колонн сечением 300x300 и 400x400 мм Серия 1.020-1/83 вып. 1.1 БСК 15.1-1 (2012 г.) 3,8-5-12,6 13 Колонны для зданий с высотой этажей 4,4; 4,8(6,0) и 3,6(4,8) Серия 1.020-1/87 вып.2-7; 2-8; 2-11 БСК 17,2-7 (2012 г.) 5,9-5-20,1 14 Колонны для зданий с высотой этажей 6,6; 5,4 и 6,0(7,2) м Серия 1.020-1/87 вып.2.9; 2-10; 2-11 БСК 17.2-9 (2012 г.) 8,2-5-19,1 15 Панели перекрытий железобетонные многопустотные Серия 1.141-1 вып. 60 БСК 16.60 (2012 г.) 4,5-12,4 16 Плиты железобетонные предварительно напряженные для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.1-84 БСК 20,1 (2013 г.) до 10,2 17 Плиты железобетонные с ненапрягаемой арматурой для покрытий городских дорог ГОСТ 21924.2-84 (В500С и А500СП) БСК 20,2 (2013 г.) 7,04-8,0 18 Плиты железобетонные для покрытия городских дорог. Арматурные и монтажно-стыковые изделия (В500С по ТУ 14-5627-1012) ГОСТ 21924.3-84 БСК 20.3 (2013 г.) см. поз. 16 и поз. 17 19 Железобетонные прогоны Серия 1.225-2 вып.11 БСК 21.11 (2013 г.) 2,4-5-13,7 20 Железобетонные прогоны Серия 1.225-2 вып. 12 БСК 21.12 (2013 г.) 8,9-5-18 21 Плиты железобетонные ленточных фундаментов ГОСТ 13580—85 БСК 22 (2013 г.) 1,34-13,3 22 Железобетонные опоры ВЛ 10 кв Железобетонные элементы опор БСК 25.7 (2014 г.) 23 Унифицированные конструкции фундаментов для стальных опор ВЛ35-500 кв Серия 3.407.1-144 вып. 1 БСК 26.1 (2014 г.) 0,22-5-20,4 24 Унифицированные конструкции свайных фундаментов для стальных опор ВЛ35-500 кв Сваи вибрированные и центрифугированные Серия 3.407.9-146 вып.2 БСК 27.2 (2014 г.) 9,8-5-16,8 25 Жилые панельные здания до 24 этажей Серия И -155 до 15 26 Колонны легкого каркаса Серия PC 2261-92 до 20 * За консультациями и по вопросам приобретения данной книги и чертежей переработанных типовых серий обращаться по тел.: 8 (499) 174-75-09; 8 (499) 174-74-49; e-mail: niizhbmeshkov@yandex.ru 271
ЛИТЕРАТУРА 1. Монолитный железобетон в московском строительстве. Материалы семинара. — М. 1991 г. с. 131. 2 Семченков АС. Обрушение: предпосылки и причины. ЖБИ и конструкции. — 2010 — № 1 с. 40—41. 3. Расторгуев Б.С., Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных зданий после внезапного разрушения одной колонны. Сейсмостойкое строительство. Безопасность со- оружений. 2006, № 1, с. 12—15. 4. Расторгуев Б.С. Обеспечение живучести зданий при особых динамических воздействиях. Сейс- мостойкое строительство. Безопасность сооружений. 2003, № 4, с. 12—15. 5. Технология и индустриализация армирования железобетонных конструкций Часть 1. Констру- ирование. Пособие. — М., 1975, с. 183 6. Алмазов В.О. Проектирование железобетонных конструкций по Евронормам. — М.2017, с. 215. 7. Мадатян С.А. Арматура железобетонных конструкций. Москва, ООО «Воентехлит», 2000, с.256. 8. Тихонов И.Н., Гуменюк В.С., Мешков В.З., Кириленко О.М. Современные требования к арма- туре, поставляемой в мотках. Бетон и железобетон. — 2006 — № 1 — с. 7—11. 9. Тихонов И.Н. Проектирование элементов зданий из железобетона на аварийные нагрузки с уче- том свойств арматурного проката. Строительная механика и расчет сооружений. — 2007 — № 5 — с. 52-56. 10. Тихонов И.Н., Мешков В.З., Судаков Г.Н. Эффективная стержневая арматура. Бетон и железо- бетон. — 2004 — № 5 — с. 18—23. 11. ТУ 14-15526-2006 с изм. № № 1-4. 12. СТО 36554501 -005-2006**. Применение арматуры класса А500СП в железобетонных конструк- циях. ОАО «НИЦ «Строительство». — М. 2013. — 9 с. 13. Мулин Н.М., Коневский В.П., Судаков Г.Н. Новые типы профиля для стержневой арматуры. Эффективные виды арматуры для железобетонных конструкций. Сб. Научных трудов. — М. НИИЖБ, 1970-с. 16-45. 14. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из бетона и желе- зобетона (без предварительного напряжения). — М. Стройиздат. — 1978-175 с. 15. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). — М.: ОАО «ЦНИИПромзда- ний», 2005-214 с. 16. СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции» Актуализированная редакция СНиП 52-1-2003. 17. Рекомендации по защите монолитных жилых зданий от прогрессирующего обрушения. — М. Правительство Москвы, 2005. 18. Попов Н.Н., Расторгуев Б.С. Расчет конструкций специальных сооружений. — М. Стройиздат, 1990. - 208 с. 19. Гвоздев А.А. К расчету конструкций на действие взрывной волны Строительная промышлен- ность. — 1943, № 1-2. 20. Попов Н.Н., Расторгуев Б.С., Забегаев А.В. Расчет конструкций на динамические специаль- ные нагрузки. — М. Высшая школа. — 1992. 21. Тихонов И.Н. Расчет сечений железобетонных элементов при действии кратковременных ди- намических нагрузок. Бетон и железобетон. — 1991, № 9. — с. 18—20. 22. Расторгуев Б.С., Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных зданий после внезапного разрушения одной колонны. Сейсмическое строительство. Безопасность соору- жений. - 2006, № 1, с. 12-15. 272
23. Кай Зий Кхой. Динамика прогрессирующего разрушения монолитных многоэтажных карка- сов. Диссертация на соискание степени к.т.н. — М. МГСУ, 2010. 24. Тихонов И.Н., Саврасов И.П. Экспериментальные исследования предельных состояний желе- зобетонных балок с арматурой класса прочности 500МПа. Жилищное строительство. — 2010 № 8. 25. Тихонов И.Н., Саврасов И.П. Исследование прочности железобетонных балок с арматурой класса А500 при действии поперечных сил. Жилищное строительство. — 2010 — № 9. 26. СТО 365 545501-016-2009 «Строительство в сейсмических районах». ФГУП «НИЦ «Строитель- ство». — М.2011. — 52 с. 27. СП 14.13330.2011 «Строительство в сейсмических районах». Актуализированная редакция СНиП 11-7-81*. 273
В НИИЖБ в
последнее время ведутся работы по эффективному применению
холоднодеформированной арматуры диаметром 4-12 мм в унифицированных сетках.
Этот вид арматурной продукции может быть эффективно использован в сборном и
монолитном домостроении. В России нашли массовое применение рулонные и плоские
сетки из арматурной холоднодеформированной проволоки класса Вр-I диаметром 4 и
5 мм. В московском регионе унифицированные сетки из холоднодеформированной
арматуры диаметром 6-10 мм классов В400С и В500С производятся в ограниченном
объеме 4-5-ю предприятиями-изготовителями. Из-за низких пластических свойств
эти сетки применяются в основном в неответственных железобетонных конструкциях.
В настоящее
время с целью увеличения объемов применения унифицированных арматурных сеток в
монолитном домостроении для рабочего (расчетного) армирования в НИИЖБ,
совместно с группой «ДиПОС», ведутся работы по совершенствованию технологии
производства холоднодеформированной арматуры с улучшенными пластическими
свойствами.
Как показывает
практика проектирования, замена армирования одиночными стержнями плосткостных
несущих конструктивных элементов монолитных зданий (фундаменты, перекрытия,
стены) на армирование унифицированными сетками позволяет значительно снизить
трудозатраты по армированию. Замена стержней класса А400 на стержни класса
прочности 500 МПа с использованием в сетках промежуточных диаметров позволит
обеспечить экономию арматуры до 5-10 % даже с учетом перерасхода на нахлестку
сеток. Примеры конструирования рабочего армирования фрагментов перекрытий
гражданских зданий одиночными стержнями и унифицированными сетками производства
группы «ДиПОС» приведены на рисунках 10а и 10б.
Рисунок 10а — Вариант полевого нижнего
армирования перекрытия жилого здания
Рисунок 10б — Вариант полевого нижнего
армирования перекрытия гаража
1.3
Винтовой арматурный прокат
Винтовой
арматурный прокат отличается от обычного тем, что выступы его периодического
профиля служат не только для сцепления с бетоном, но и образуют винтовую
нарезку по всей длине стержней с целью навинчивания разного рола винтовых
крепежных элементов — гаек, муфт, анкерных гаек и т.д. (рис. 11). Таким
образом, арматурный стержень по сути превращается в винтовую шпильку большой
длины (до 12 м из условий перевозки), что открывает большие возможности для
применения винтовой арматуры в строительстве.
Рисунок 11 — Арматура винтового профиля с правой
резьбой разного поперечного сечения
А — с продольными лысками (немецкая ГЕВИ-сталь (GEWI-Stahl); Б — с
продольными желобками (фирма Сумитомо (SUMITOMO)
Винтовую
арматуру впервые начали делать и применять в Германии в конце 60-х годов по инициативе
строительной фирмы ДИВИДАГ (DYWIDAG), производство арматуры было освоено на
металлургическом заводе Peine-Salzqitter. Арматура выпускается двух основных
видов — для ненапряженного железобетона класса BSt420RU (в настоящее время
BSt500S) диаметром 16-50 мм и высокопрочная (классов 835/1030, 900/1100 и
1080/1230) диаметром 15,0-36,0 мм. В Японии фирмой СУМИТОМО (SUMITOMO)
производится и применяется винтовая арматура классов SD30, SD35 и SD40
диаметром от 19 до 57 мм. В Венгрии в начале 80-х годов на Оздском метзаводе
освоено производство винтовой арматуры классов BSt420/500 и BSt835/1030. В
рекламном проспекте этого завода указывается сортамент 12-40 мм арматуры этих
классов. Соединительные элементы за рубежом изготавливаются в основном или из
шестигранника, или с использованием литья (анкерные и спецгайки) с
изготовлением внутренней резьбы с использованием методов обработки металла
резанием.
На
металлургических предприятиях бывшего СССР с конца 70-х годов предпринималось
несколько попыток освоения производства винтовой арматуры (все с участием
НИИЖБ). Ниже приводятся список этих предприятий в хронологическом порядке и
виды арматуры, которые на них осваивались:
— Донецкий
металлопрокатный завод, № 25, A-III;
— Макеевский
меткомбинат, № 25 и 32, А-III и Aт-V;
— Криворожский
меткомбинат, № 18, 25 и 32, А-III и Aт-V:
—
Западно-Сибирский меткомбинат, № 14, 16, 18, 20 и 25, классов A-III, A500C,
Aт-V, Aт-VII и № 36 класса А500С;
— Череповецкий
меткомбинат, № 36 класса A-V (23X2Г2T).
В ощутимых
количествах (порядка сотен тонн) винтовая арматура производилась на
Криворожском, Западно-Сибирском, Череповецком меткомбинатах и Белорусском
металлургическом заводе, в настоящее время техническую возможность производства
винтовой арматуры сохранили только Запсибметкомбинат и Белорусский
металлургический завод.
Начиная с 70-х
годов предпринималось несколько попыток создания технологии производства
крепежных элементов для винтовой арматуры (все с участием НИИЖБ).
Для зарубежного
строительства область применения винтовой стали в монолитном железобетоне
является наиболее массовой, несмотря на повышенную цену винтовой арматуры по
сравнению с обычной, дополнительные расходы на муфты и гайки и усложнение
технологии стыковки стержней (затяжка контргаек нормируемым усилием для исключения
податливости муфтовых стыков вследствие обмятия резьбы). Это объясняется тем,
что за рубежом в монолитном железобетоне арматура в основном стыкуется
внахлестку без сварки, при этом, по немецким источникам, для реальных объектов
расход арматурной стали на стыковку может доходить до 50 % массы всей рабочей
арматуры. Кроме того, для сильно нагруженных конструкций (колонн нижних этажей
высотных административных и промышленных зданий, фундаментных стоек и т.п.)
насыщение сечений арматурой может быть таким большим, что само размещение в
пределах сечения конструкции арматуры, стыкуемой внахлестку, становится
проблематичным, так как приводит к ухудшению качества бетона вследствие плохих
условий его вибрации. При этих условиях применение винтовой арматуры становится
эффективным. В зарубежной практике винтовая арматура с пределом текучести 500
Н/мм2 (например, класса BSt500S по стандарту Германии DIN488)
применяется в разнообразных монолитных конструкциях зданий и сооружений —
атомных и тепловых электростанций, конструкциях мостов (опор мостов, пилонов и
т.п.), тоннелей метро, производственных, административных и спортивных зданий и
т.п. В настоящее время для вышеуказанных целей используется винтовая арматура
диаметром 16-50 мм с пределом текучести 500 Н/мм2 (по европейской
классификации В500) в комплекте с соединительными элементами (рис. 12).
Контргайки муфтовых соединений и концевых анкеров затягиваются нормируемым
усилием.
Рисунок 12 — Ненапрягаемая винтовая арматура с
основными винтовыми соединениями
а — сжато-растянутый стык с контргайками; б
— сжатый стык с контргайками; в — сжатый (контактный) стык; г —
два вида концевых анкеров винтовой арматуры; 1 — соединительная муфта; 2 —
контргайка; 3 — щель для контроля контакта стержней; 4 — анкерная гайка; 5 — анкерная
шайба
В отличие от
Западной Европы в России и странах СНГ арматуру в монолитном железобетоне в
основном стыкуют с использованием нахлеста и сварки, что до 2005 г. было
значительно дешевле, чем винтовые стыки. С увеличением длины нахлеста по СП
52-101-2003 на 15-30 % внедрение безнахлесточных стыков, в том числе
винтовых, стало актуальным и экономически целесообразным в России. Существуют
виды монолитных конструкций, в которых сварка не разрешается в принципе по
соображениям пожарной безопасности. Прежде всего это монолитные железобетонные
дымовые трубы и градирни тепловых электростанций, арматура которых соединяется
по длине с использованием стыков внахлестку без сварки анкерными гайками,
соединительными муфтами, трубками для инъецирования и т.п.
Прутки винтовой
арматуры в комплекте с гайками могут использоваться для крепления щитов
опалубки при бетонировании бетонных и железобетонных конструкций в построечных
условиях. При этом арматурные прутки выполняют роль винтовых стяжек; эти стяжки
могут быть многократного использования (извлекаются после распалубки) или
остающимися в бетоне (рис. 13). В настоящее время, в связи с возрастающим
объемом строительства монолитных железобетонных жилых и общественных зданий
(особенно в Москве), действует большое число заграничных и отечественных фирм,
поставляющих инвентарную опалубку разнообразной конструкции (стальную,
деревометаллическую, дюралевую и т.п.), которая комплектуется тяжами из
винтовой арматуры. Заграничные фирмы (например, немецкие QUICK, Bauer, Paschal)
используют высокопрочную винтовую арматуру номинального диаметра 15 мм.
Параметры резьбы этой арматуры приведены в таблице 7.
Рисунок 13 — Схема крепления опалубки с
использованием в качестве тяжей винтовой арматуры
а — извлекаемый тяж; б
— тяж, остающийся в бетоне; 1 — тяж из винтовой арматуры; 2 — гайка; 3 —
подкладка; 4 — конструкция опалубки; 5 — железобетонная стена; 6 —
неизвлекаемая пластмассовая трубка; 7 — заглушка
Таблица
7
Параметры винтовой арматуры номинального диаметра 15 мм
(резьба правая)
|
Площадь поперечного сечения, |
Сердечник стержня |
Поперечные выступы |
|||||
|
d1 |
D2 |
Шаг С |
Высота а |
Ширина b |
Радиус сопряжения r |
Угол при вершине α, град |
|
|
177 |
14,85±0,35 |
14,6±0,4 |
10+0,3-0,1 |
1,00,3 |
4,0°-0,6 |
0,8 |
90 |
|
Примечание. Обозначение параметров — на рисунке 11, |
В
Москве фирма «Выбор-19» одно время использовала винтовую арматуру производства
Запсибметкомбината диаметрами 14, 16 и 18 мм классов Ат800 и А500С. Арматура
диаметром 16 мм класса Ат800 Запсибметкомбината в комплекте с гайками из
шестигранника № 32 с точеной резьбой применялась для крепления нестандартной
опалубки при возведении монолитных железобетонных пилонов висячего покрытия
стадиона «Локомотив» в Москве.
Кроме винтовой
арматуры в Москве используются прутки длиной до 2 м с резьбой, накатанной без
нагрева (процесс холодной винтовой прокатки). Практика применения показала
невысокую надежность таких тяжей — отмечались случаи хрупких разрушений
холоднодеформированных прутков-стяжек в процессе вибрации бетонной смеси в
опалубке.
Потребителями
винтовой стали для крепления опалубки являются:
— строительные
фирмы, постоянно применяющие инвентарную опалубку, так как тяжи, комплектующие
опалубку, выходят из строя в процессе ее эксплуатации;
— фирмы —
изготовители инвентарной опалубки. В настоящее время потребность в этой стали
небольшая, но она будет неизбежно расти с увеличением объемов применения в РФ
монолитного железобетона.
В
строительстве применяется большое количество типов фундаментных болтов. Болты
служат в основном для крепления к железобетонным фундаментам технологического
оборудования и разного рода строительных конструкций: стальных опор ЛЭП,
стальных стропильных и подстропильных ферм, балок и т.п. Болты изготавливаются
в основном из стали Ст.3 исходя из условий их эксплуатации, желательна
повышенная стойкость болтов к действию динамических нагрузок. В связи с этим
возможно применение в качестве болтов арматуры винтового профиля класса А500С,
изготавливаемой из стали Ст.3 с использованием термомеханического упрочнения
как обладающей повышенным сопротивлением к действию динамических нагрузок.
Кроме того, винтовая арматура в качестве болтов имеет следующие преимущества:
имеет крупную трапециевидную резьбу, менее подверженную повреждениям в процессе
монтажа по сравнению с метрической, и обладает хорошим сцеплением с бетоном.
В связи с тем
что винтовая арматура по существу является винтовой шпилькой большой длины, она
может применяться в строительстве для разных целей в качестве тяжей и стяжек, в
частности для ремонтных и восстановительных работ, крепления сантехнического
оборудования, трубопроводов и временных лесов для проведения монтажных и
отделочных строительных работ.
Отдельным
объектом эффективного применения винтовой арматуры является ее использование в
качестве анкерных элементов крепления стен в грунте, широко применяемых в
подземном монолитном строительстве.
1.4
Канатные элементы и их применение в предварительно напряженных перекрытиях
зданий
Канатный
арматурный элемент (КАЭ) образуется из канатной арматуры (К-7) в смазке и в
оболочке (ПНД) и поставляется в мотках и практически неограниченной длины.
Применяются
канатные арматурные элементы для преднапряжения монолитных безригельных
перекрытий с увеличенным шагом колонн до 12-18 м в домостроении, а также в
сооружениях с большими пролетами.
Конструктивная
схема зданий представляет собой каркасную безригельную систему из монолитного
железобетона с преднапряженными в построечных условиях перекрытиями.
Канатные
арматурные элементы располагаются по эпюре изгибающих элементов в надколонных
полосах, в продольном и поперечном направлениях.
Принятая
конструктивная схема, образующая рамно-связевой монолитный каркас с
предварительно напряженными перекрытиями, обеспечивает пространственную
устойчивость здания и восприятие внешних силовых воздействий, а также является
положительным моментом для предотвращения прогрессирующего обрушения при чрезвычайных
ситуациях.
Плоское
напряженное состояние обжатия плиты увеличивает жесткость плиты, а также
улучшает условия работы плиты на продавливание.
Расчеты
преднапряженных элементов плит проводятся по первой категории трешиностойкости,
при которой не допускаются возникновение и раскрытие трещин, т.е. в упругой
постановке. В расчетах учитываются степень обжатия бетона, усилия отпора,
возникающие при натяжении канатных арматурных элементов.
Технология
производства работ по устройству преднапряженного перекрытия следующая. В
опалубку укладываются нижняя арматурная сетка, каркасы по осям колонн, затем
канатные арматурные элементы, после — верхняя арматурная сетка. Располагается
КАЭ в сечениях перекрытий по эпюре изгибающих моментов. После бетонирования и
набора передаточной прочности производятся натяжение КАЭ и передача усилия
натяжения на бетон. Фиксация КАЭ в натянутом состоянии производится по
периметру перекрытия с помощью анкерных втулок.
Оставляя
временные опоры перекрытия, до натяжения КАЭ можно монтировать последующие
этажи по существующим технологиям возведения монолитных каркасных зданий.
По данной
технологии при участии НИИЖБ построены следующие объекты в Москве:
гараж-стоянка в Южном Бутове, 25-этажное административно-офисное здание,
многофункциональный торгово-развлекательный комплекс «Ереван-Плаза», а также
13-этажный жилой дом в г. Санкт-Петербурге, Торгово-развлекательный комплекс в
г. Коломне, производственно-логистический комплекс в г. Домодедово и др. (рис.
14 и табл. 7а).
Рисунок 14 — Армирование монолитного перекрытия
многофункционального Торгово-развлекательного комплекса с использованием
предварительно напряженной канатной арматуры (конструктивная система НИИЖБ), г.
Коломна
Таблица
7а
Сравнительная оценка материалоемкости, трудоемкости и себестоимости 1 м2
перекрытия ячейки каркаса пролетом 9×9 м с системой традиционной и
преднапряженной
|
Наименование работ |
Ед. изм. |
Количество |
Стоимость ед., руб. |
Стоимость общ., руб. |
||||
|
Варианты |
||||||||
|
1 |
2 |
1 |
2 |
1 |
2 |
|||
|
Бетонирование В25 |
м3 |
0,22 |
0,22 |
3000 |
3000 |
660 |
660 |
|
|
Армирование ненапряженное |
кг |
48 |
17,5 |
25 |
25 |
1200 |
438 |
|
|
Система преднапряженная, включая стоимость |
м2 |
— |
1 |
— |
425 |
— |
425 |
|
|
Трудоемкость и себестоимость |
бетон, раб. |
чел.-ч |
0,461 |
0,38 |
78 |
78 |
36 |
29 |
|
арматурн. |
чел.-ч |
1,845 |
0,95 |
78 |
78 |
144 |
74 |
|
|
опалубочн. |
чел.-ч |
2,306 |
1,45 |
78 |
78 |
180 |
113 |
|
|
Итого стоимость 1 м2 |
2220 |
1739 |
||||||
|
Примечание. Экономическая эффективность применения |
2 ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ
Количество
арматуры в элементах конструкций монолитных железобетонных зданий определяется
расчетом с выполнением требований первой (по несущей способности) и второй
(трещиностойкости и деформативности) групп предельных состояний в соответствии
с указаниями СП
52-101-2003, СП 52-103-2007 и СТО
36554501-005-2006 (для А500СП) к СНиП 52-01-2003.
Расчет
армирования производится по усилиям, отвечающим предельным состояниям
конструкций здания в целом, а также отдельных его элементов на всех стадиях —
изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации. Расчетные схемы
должны отвечать принятым конструктивным решениям.
Усилия и
деформации от различных воздействий в конструкциях при наличии разработанных
методик расчета следует определять с учетом возможного образования трещин и
неупругих деформаций в бетоне и арматуре (физическая нелинейность), а также с
учетом в необходимых случаях деформированного состояния конструкций перед
разрушением (геометрическая нелинейность).
Нормативные
значения нагрузок и воздействий, коэффициенты сочетаний, коэффициенты
надежности по нагрузке, коэффициенты надежности по назначению, а также
подразделение нагрузок на постоянные и временные (длительные и кратковременные)
принимаются согласно СНиП 2.01.07-85* и конкретизируются для
высотных зданий и комплексов высотой более 75 м (МДС
20-1.2006).
3 ТРЕБОВАНИЯ ПО ЗАЩИТЕ ЗДАНИЙ ОТ
ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ
Здания из
монолитного железобетона должны быть защищены от прогрессирующего обрушения в
случае локального разрушения несущих конструкций в результате возникновения
аварийных чрезвычайных ситуаций.
Устойчивость здания
против прогрессирующего обрушения должна проверятся расчетом и обеспечиваться
конструктивными мерами, способствующими развитию в несущих конструкциях
пластических деформаций при предельных нагрузках.
Расчет
устойчивости здания необходимо производить на особое сочетание нагрузок,
включающих постоянные и длительные нагрузки при наиболее опасной схеме
локального разрушения. Таковой в каркасных зданиях является разрушение
(удаление) колонн (пилонов) либо колонн (пилонов) с примыкающими к ним
участками стен, расположенных на одном (любом) этаже на площади локального
разрушения [6].
Постоянные и
временные нагрузки следует принимать с коэффициентом сочетаний нагрузок и
коэффициентами надежности по нагрузкам, равными единице. Величины деформаций и
ширина раскрытия трещин в конструкциях не регламентируются. Расчетные
прочностные и деформативные характеристики материалов принимаются равными их
нормативным значениям согласно действующим нормам проектирования железобетонных
конструкций.
Для расчета
зданий при прогрессирующем обрушении следует использовать пространственную
расчетную модель. В модели могут учитываться элементы, являющиеся ненесущими в
обычных условиях (наружные стены, ограждения балконов и т.п.), которые в случае
прогрессирующего обрушения могут воспринимать аварийные нагрузки и активно
участвовать в перераспределении усилий в элементах конструктивной системы.
Расчет здания
предпочтительно выполнять с использованием сертифицированных программных
комплексов, допускающих возможность учета физической и геометрической
нелинейности жесткостных характеристик элементов, что обеспечивает наибольшую
достоверность расчета и снижение дополнительных материалозатрат.
Принимая во
внимание перечисленные выше допущения к расчету зданий при прогрессирующем
обрушении, следует предположить, что эти допущения могут при определенных
обстоятельствах обеспечить положительные результаты расчета при отсутствии или
минимальном увеличении расхода материалов (бетона и арматуры).
Для оценки
критических величин габаритных размеров сетки колонн разноэтажных каркасных
зданий с регулярной структурой из монолитного железобетона могут быть
использованы приведенные ниже результаты их статических расчетов на
прогрессирующее обрушение по рекомендуемой методике [6].
Расчеты выполнялись с использованием возможностей программного комплекса «Лира
9.2». Принятая очередность расчета:
— статический
расчет здания в упругой постановке по расчетным нагрузкам и сопротивлениям
материалов для 1 и 2 групп предельного состояния. Жесткостные характеристики материалов
— условные, принятые одинаковыми отдельно для перекрытий и колонн;
— определение
армирования перекрытий по статическому расчету, корректировка пролетных и
опорных зон армирования плиты перекрытия по максимальным пролетным моментам и
принципу его непрерывности и симметричности в растянутых и сжатых зонах с
сохранением расчетного армирования надопорных зон;
— внесение
изменений в жесткостные характеристики материалов, учитывающих принятое
армирование;
— изменение
типа конечных элементов расчетной схемы на геометрически и физически
нелинейные;
— введение
трехлинейных диаграмм деформирования для бетона и двухлинейной диаграммы для
арматуры согласно СП
52-101-2003;
— введение
откорректированных расчетных сопротивлений материалов с их увеличением путем
умножения на коэффициенты динамического упрочнения (коэффициенты условий
работы);
— снижение
нагрузки на перекрытие до величин постоянной и длительной нагрузки с
коэффициентами сочетания и надежности, равными единице;
— удаление
одной колонны нижнего этажа и перерасчет здания с новыми условиями итерационным
методом;
— оценка
результатов расчета.
Колонны были
приняты сечением 400×400 мм, толщина перекрытия 200 мм, арматура класса
прочности А500, класс бетона В25. Суммарная величина принятой при статических
расчетах равномерно распределенной нагрузки составила 1100 кгс/м2,
дополнительной полосовой нагрузки 1300 кгс/м2.
Характерные
схемы нагружения, принятые в выполненных расчетах, и его результаты приведены в
таблице 8.
Таблица 8
|
№ расчетной схемы нагружения |
Расчеты критические (максимальные) размеры |
||||
|
При статическом расчете в упругой постановке |
При |
||||
|
3-этажного |
10-этажного |
17-этажного |
30-этажного |
||
|
1 |
9×9 |
7,5×7,5 |
6,6×6,6 |
5,5×5,5 |
4×4 |
|
2 |
9×9 |
6,8×6,8 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
3 |
9×9 |
7,0×7,0 |
5.8×5.8 |
5,0×5,0 |
3,6×3,6 |
|
4 |
9×9 |
7,5×6,5 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
5 |
9×9 |
7,5×6,5 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
|
6 |
8,7×8,7 |
6.1×6,1 |
5,1×5,1 |
4,2×4,2 |
3,1×3,1 |
|
7 |
8,7×8,7 |
6,4×6,4 |
5,5×5,5 |
4,5×4,5 |
3,3×3,3 |
Графическое
отображение схем нагружения представлено на рис. 15.
Рисунок 15 — Расчетные схемы нагружения
Главные
напряжения и расчетные схемы раскрытия трещин в перекрытиях приведены на
рисунках 16-18.
Рисунок 16 — Главные
напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии первого этажа
3-этажного здания
Рисунок 17 — Главные
напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии первого этажа
10-этажного здания
Рисунок 18 — Главные напряжения и расчетные схемы развития трещин в перекрытии
первого этажа 30-этажного здания
В
результате выполненных расчетов получены данные, которые могут служить ориентиром
для оценки эффективности и экономической целесообразности принятых на стадии
предпроектных разработок объемно-планировочных решений каркасных зданий,
проектируемых с учетом исключения прогрессирующего обрушения.
Превышение
размеров сеток колонн, приведенных в таблице 8,
может создать условия для потери устойчивости здания от прогрессирующего
обрушения. При этом предотвращение обрушения потребует значительного увеличения
расхода бетона и арматуры и усложнения проектных решений армирования
конструкций и их узловых соединений.
Совершенствование
расчетной модели, например, путем использования трехлинейной диаграммы арматуры
класса прочности 500 МПа, перераспределения усилий за счет раскрытия шарниров
пластичности, учета влияния распора на несущую способность перекрытий, а также
увеличение высоты сечения перекрытия и применение бетона более высокой
прочности позволят откорректировать приведенные в таблице 8 критические размеры сетки колонн в сторону
увеличения.
При превышении
критических размеров сетки колонн проверка здания на устойчивость против
прогрессирующего обрушения производится на основании сопоставления усилий в
отдельных конструктивных элементах, полученных из статического расчета с
предельными усилиями, которые могут быть восприняты этими элементами.
Устойчивость здания против прогрессирующего обрушения обеспечена, если для
любого элемента соблюдается условие F≤S, где F и S
соответственно усилие в конструктивном элементе и его расчетная несущая
способность, найденные с учетом указаний, приведенных выше.
Конструкции,
для которых требования по прочности не удовлетворяются, должны быть усилены
дополнительным армированием или увеличением сечения элементов.
Так как
разрушение колонны каркасного здания может быть мгновенным (взрыв),
эксплуатационная статическая нагрузка в расчетах на прогрессирующее нагружение
должна приниматься как динамическая нагрузка [7].
Динамический характер нагружения в этом случае учитывается коэффициентом
динамичности по нагрузке
γ = qud/q0, (1)
где qud
— предельная нагрузка на перекрытие с удаленной колонной (пилоном, участком
стены);
q0 — нормативная постоянная и
длительная временная нагрузка. Из работы [7]
(2)
где Kpl — коэффициент пластичности, равный отношению полного прогиба элемента
к предельному упругому.
Из формулы (2)
следует, что коэффициент динамичности будет равен двум при равенстве полного и
упругого прогибов, что возможно в случае равенства относительной высоты сжатой
зоны ξ = х/h0 ее граничному значению
ξR.
При
относительной высоте сжатой зоны ξ = х/h0≤0,25 коэффициент
пластичности может быть определен по формуле из [8]
(3)
где εbmd
— краевые относительные деформации сжатого бетона
(4)
εbuld — относительные деформации бетона при центральном сжатии, εbuld = 0,002;
ωd
— коэффициент полноты эпюры напряжения сжатой зоны бетона,
ωd
= 0,85-0,006·Rbd, (5)
Rbd — напряжения бетона при динамическом нагружении;
Rbd = Rdnγ*bv,
Rbn — нормативное значение
сопротивления бетона сжатию;
γ*bv — коэффициент динамического
упрочнения бетона при сжатии.
Для железобетонных
элементов, имеющих расчетное армирование сжатой зоны γ*bv = l,l, не имеющих расчетного армирования γ*bv = 1,2 [9]
Es — модуль упругости
арматуры,
Es = 2·105МПа;
Rsd — расчетное значение
сопротивления арматуры растяжению при динамическом нагружении,
Rsd = γ*svRsn,
Rsn —
нормативное значение сопротивления арматуры растяжению;
γ*sv — коэффициент динамического упрочнения арматуры при растяжении.
Для арматуры с Rsd = 400 МПа и Rsd = 500 МПа γ*sv = 1,1;
ξd
= хd/h0 — относительная высота
сжатой зоны бетона при динамическом нагружении, определяемая по СНиПу при
динамическом сопротивлении арматуры растяжению Rsd, сжатию Rscd
и бетона Rbd, вычисляемых как произведения коэффициентов
динамического упрочнения и нормативных сопротивлений материалов
Rscd = γ*scvRsc.
Для арматуры с Rsn
= 400 МПа, Rsc = 400 Мпа
γ*scv = 1,05
с Rsn
= 500 МПа, Rs = 450 Мпа
γ*scv = 1,0.
На рисунке 19
приведены расчетные графические зависимости коэффициента динамичности по
нагрузке у от коэффициента пластичности Кpl и ξd.
Рисунок 19 — Зависимость коэффициента динамичности по
нагрузке γ от коэффициента пластичности Кpl и ξd
Графики
построены для арматуры класса прочности 500 МПа и бетона разных классов.
Из приведенного
рисунка можно заключить, что увеличение армирования для повышения несущей
способности железобетонных элементов влечет за собой увеличение относительной
высоты сжатой зоны ξd, снижение пластической
работы конструкций Кpl и обусловливает
необходимость использовать при проектировании зданий на прогрессирующее
обрушение методики расчета железобетона при кратковременных динамических
нагрузках с учетом коэффициента динамичности по нагрузке γ. Это приведет к
дополнительным материальным затратам. В практике проектирования железобетонных
изгибаемых элементов зданий с учетом защиты от прогрессирующего обрушения
следует при армировании выполнять условие ξd<0,25.
Самое наивыгодное армирование изгибаемого элемента, рассчитываемое на
прогрессирующее обрушение, когда ξd<0,1, но в этом случае
при проверке прочности величины Кpl по формуле (3) не должны превышать предельно допустимые значения , которые можно определить по формуле (6)
(6)
где — предельно
допустимое равномерное относительное удлинение, обеспеченное с вероятностью
выше 0,975 (M-2S), по данным НИИЖБ, можно принять = 0,05 (рис.
6, 7).
Для арматуры
класса прочности 500 МП
Расчет сечений
железобетонных элементов при прогрессирующем обрушении с учетом максимально допустимой
величины коэффициента пластичности и, следовательно,
минимально возможном коэффициенте динамичности по нагрузке γ можно
выполнять по формулам (7) и (8). Здесь не учитывается работа сжатой арматуры,
так как при ξmind высота сжатой зоны х
меньше 2а‘, где а‘ — защитный слой бетона арматуры сжатой зоны.
(7)
(8)
где Mud
— момент от эквивалентной статической нагрузки Mud = γМu
при Кpl = , γ≤1,1;
ξmind
— минимальная относительная высота сжатой зоны бетона, соответствующая
максимально допустимым пластическим деформациям растянутой арматуры
(9)
где η —
коэффициент, учитывающий работу арматуры при напряжениях выше физического или
условного предела текучести η≤σb/σт(0,2);
σb
и σт(0,2) — нормируемые величины временного
сопротивления и физического или условного предела текучести арматурной стали
при растяжении по ГОСТ
5781-82, СТО
АСЧМ 7-93, ТУ
14-1-5526-2006. Для арматуры класса прочности А500 (А500С, А500СП) η =
1,1, для В500 η = l,0.
3.1
Очередность расчета по приведенной методике для вновь проектируемых зданий и
при экспертизе проектных решений [10]
1. Выполняется
статический расчет здания по общепринятой методике. При этом устанавливаются
размеры сечения перекрытий.
2. По формуле
(9) и принятым характеристикам материалов определяется величина ξmind,
при этом γ = 1.
3.
Предполагается образование пластического шарнира на опоре с возможностью
перераспределения части опорного момента в пролет.
4. По принятым
ξmind и h0 (см.
п. 1), с использованием формулы (8), определяется верхнее армирование в зоне
максимальных опорных моментов. Нижняя арматура в опорном и пролетном сечениях
принимается равной надопорной.
5. Вносятся
изменения в жесткостные характеристики материалов расчетной модели, учитывающие
принятое в п. 4 армирование.
6. Типы
конечных элементов расчетной модели принимаются геометрически и физически нелинейными.
7. Вводятся
трехлинейная диаграмма деформирования для бетона и двухлинейная диаграмма для
арматуры согласно СП
52-101-2003 при εs2 = = 0,05.
8. Производится
перерасчет здания итерационным методом со снижением нагрузки на перекрытие до
величин постоянной и длительной нагрузки с коэффициентами сочетания и
надежности, равными единице, и удалением одной колонны нижнего этажа.
9. В случае
положительного результата расчета по п. 8 проверяется принятое армирование
перекрытий по СП
52-101-2003 по двум группам предельных состояний с восстановлением
удаленной колонны первого этажа и использованием нелинейной модели. При
экспертизе проектных решений положительные результаты расчетов по п. 9
используются для оценки эффективности принятого проектного армирования.
10. В случае
отрицательного результата расчета по п. 8 принимаем 1< Кpl<. По принятому Кpl в соответствии с графиком
на рисунке
19 или по формуле (2) определяют
коэффициент динамичности γ, а по формуле (9)
— ξd. Корректируют внешнюю статическую нагрузку по
формуле
qud = γq0
11. Повторяется
очередность выполнения пп. 4-9 расчета с учетом определенных ξd
и qud.
12. В случае
отрицательного результата при выполнении п. 9 подбирается необходимое
армирование для его выполнения.
13. В процессе
расчета экономически целесообразна оценка возможности корректировки высоты
сечения перекрытия h или же изменения его конструктивного решения
(замена безбалочного перекрытия на балочное).
В результате
расчета зданий по приведенной методике могут быть получены оптимальные высота,
армирование и конструктивные решения перекрытий, обеспечивающие его защиту от
прогрессирующего обрушения. Приведенная методика расчета позволяет обеспечить
снижение расхода арматуры до 20 % относительно расхода арматуры, полученного по
общепринятой в проектировании методике расчета с учетом рекомендаций по защите
зданий от прогрессирующего обрушения [6].
К главным
конструктивным требованиям для защиты здания от прогрессирующего обрушения
относится эффективная работа арматуры [11].
Эта эффективность в монолитных зданиях обеспечивается пластичностью работы
арматуры в предельном состоянии, большими абсолютными деформациями без разрыва
при высокой прочности сцепления ее анкерующих участков. В сборных и
сборно-монолитных зданиях особое внимание следует уделять анкеровке закладных
деталей и сварным соединениям, которые рекомендуется рассчитывать на усилие в
1,5 раза большее, чем несущая способность самой связи, выполняемой из
пластичной листовой или арматурной стали и объединяющей отдельные несущие
элементы здания в цепочку последовательно соединенных элементов — анкер
закладной детали, закладная летать, собственно связь, закладная деталь второго
элемента и ее анкер.
Расчетом здания
серии ПЗМ МНИИТЭП на устойчивость против прогрессирующего обрушения по
кинематическому методу предельного равновесия показано, что хрупкое разрушение
(вырыв анкеров закладных деталей из бетона) связей между конструктивными
элементами (колоннами, перекрытиями, панелями внутренних и наружных стен),
используемыми практически во всех типовых сериях панельных и каркасно-панельных
зданий из железобетона для восприятия монтажных нагрузок, активно включающихся
в работу при прогрессирующем обрушении, наступает при нагрузке в 1,7 раза
меньше нагрузки, при которой разрушаются сварные швы и реализуется пластичность
пластин, связующих закладные детали конструктивных элементов [12].
Так как по СП
52-101-2003 расчетная длина анкеров закладных деталей увеличивается
примерно на 26 %, для обеспечения надежности анкеровки при проектировании
следует учесть в расчетах и этот фактор [13].
Если к сказанному прибавить то, что анкеры закладных деталей изготавливают
зачастую из высокоуглеродистой, плохо свариваемой арматурной стати классов А-II
(А300) и A-III (A400) марок Ст5 и 35ГС, то можно сделать вывод о высокой
опасности этих узловых соединений.
Для выполнения
указанных эксплуатационных требований более всего подходит разработанная в
НИИЖБ арматура класса А500СП с эффективным, так называемым четырехсторонним
серповидным арматурным профилем по ТУ
14-1-5526-2006 (рис.
1,в), применяемая в строительстве по СТО
36554501-005-2006 [13]
и в соответствии с информационным письмом Росстроя АП-4823/02 (приложение
3).
4 КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ
Основные
конструктивные требования к армированию железобетонных конструкций сборного и
монолитного исполнения изложены в Руководстве по конструированию бетонных и
железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного
напряжения), разработанном ГПИ Ленинградский Промстройпроект с участием
ЦНИИПромзданий и НИИЖБ (М.: Стройиздат, 1978), и Пособии по проектированию
бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного
напряжения арматуры, разработанном ЦНИИПромзданий и НИИЖБ к СП
52-101-2003 [14,
15].
В данном
издании приводятся материалы, касающиеся сравнительного анализа рекомендаций СНиП 2.03.01-84* и СП
52-101-2003, особенностей конструирования железобетонных конструкций с
использованием эффективной стержневой арматуры класса прочности 500 МПа.
Некоторое
ужесточение конструктивных требований СП
52-101-2003 относительно СНиП 2.03.01-84* вызвано
приближением их к требованиям международных стандартов и зарубежной практике
проектирования, а также с целью повышения надежности строительства. НИИЖБ —
головной организации по железобетонным конструкциям, автору СНиП и СП дано
исключительное право по корректировке требований нормативно-технической
документации для подконтрольного использования при проектировании и
строительстве.
В приложении
1 приводятся конструктивные требования к армированию основных элементов
зданий из монолитного железобетона, необходимые для практического использования
при выполнении проектной рабочей документации.
Таблица 9
Основные конструктивные
требования для армирования монолитного железобетона (обычные условия
эксплуатации)
|
№ п.п. |
Требования |
По СНиП 2.03.01-84* |
По СП |
|
1 |
2 |
3 |
4 |
|
1 |
Защитный слой бетона для |
При |
|
|
не менее |
20 |
||
|
не более |
50 |
||
|
2 |
Минимальные расстояния между |
||
|
при |
25 |
25 |
|
|
то же, для верхней арматуры |
30 |
30 |
|
|
то же, при |
50 |
50 |
|
|
3 |
Продольное армирование Площадь сечения продольной |
||
|
а) арматура S в |
0,05% |
0,10 |
|
|
б) арматура S и S‘ во внецентренно |
0,05% |
0,10 |
|
|
в) арматура во |
|||
|
l0/i < 17 (для |
0,05% |
0,10 %(< 0,10 %) |
|
|
17 < l0/i |
0,10 % |
0,15 %(< 0,15 %) |
|
|
35 < l0/i |
0,20 % |
0,20% |
|
|
l0/i > 83 (l0/h > 25) |
0,25% |
0,25% |
|
|
Минимальный процент содержания |
0,05% |
0,10 |
|
|
В железобетонных линейных |
|||
|
в балках и плитах: |
|||
|
при высоте |
|||
|
h ≤ 150 мм |
200 |
200 |
|
|
h > 150 |
1,5h |
1,5h и 400 мм |
|
|
в направлении, |
400 |
400 |
|
|
в направлении |
500 |
500 |
|
|
В железобетонных стенах |
|||
|
вертикальной |
400 |
2t и 400 мм |
|
|
горизонтальной |
2t и 600 мм, где t — толщина |
400 |
|
|
Диаметр продольных стержней |
12 |
12 |
|
|
в колоннах с |
-»- |
16 |
|
|
в |
-»- |
8 |
|
|
Диаметр продольных стержней |
|||
|
класса ниже |
40 |
40 |
|
|
класса выше В25 |
-»- |
≥40 |
|
|
4 |
Поперечное армирование элементов |
||
|
Максимальное расстояние между |
600 |
600 |
|
|
Диаметр поперечной арматуры |
|||
|
внецентренно |
0,25d, где d — наибольший |
0,25d или 6 мм (5 и 5,5 мм) |
|
|
изгибаемых |
|||
|
при высоте сечения |
|||
|
≤ 800 мм |
5 |
6 |
|
|
плит-балок |
6 |
то |
|
|
≥ 800 мм |
8 |
-»- |
|
|
В железобетонных элементах, в |
|||
|
при h ≤ 450 мм |
h/2 или 150 мм |
0,5h0 или 300 |
|
|
при h > |
h/3 или 500 мм |
то |
|
|
В сплошных плитах, а также в В балках и ребрах высотой 150 мм |
Не |
Не |
|
|
при h ≤ 450 мм |
h/2 или 150 мм |
0,75h0 или 500 |
|
|
при h > 450 мм |
h/3 или 500 мм |
то |
|
|
Во внецентренно сжатых линейных |
|||
|
при Rsc ≤ 400 МПа |
15d |
15d или 500 мм, |
|
|
вязаных |
где |
||
|
сварных |
20d или 500 мм |
15d или 500 мм, |
|
|
при Rsc ≤ 450 МПа и каркасах: |
где |
||
|
вязаных |
12d |
12d(15d или 500 мм) |
|
|
сварных |
15d или 500 мм |
15d или 500 мм |
|
|
При насыщении сжатой продольной |
10d или 300 мм |
10d или 300 мм |
|
|
Расстояние между хомутами |
10d |
10d |
|
|
В изгибаемых элементах при |
lan |
0,8lan |
|
|
20d — в растянутой зоне |
20d — в |
||
|
10d — в сжатой |
10d — в |
||
|
Расстояние от грани свободной |
50 |
50 |
|
|
Угол наклона отгибов к продольной |
|||
|
в пределах |
30-60° |
30-60° |
|
|
рекомендуется |
45° |
45° |
|
|
Во внецентренно сжатых линейных |
400 |
400 |
|
|
При ширине грани ≤ 400 мм и |
Допускается |
Допускается |
|
|
В железобетонных стенах |
|||
|
по вертикали |
600 |
20d |
|
|
по горизонтали |
то |
600 |
|
|
При наличии расчетной продольной |
|||
|
по вертикали |
600 |
600 |
|
|
по горизонтали |
то |
1000 |
|
|
При насыщении продольной |
|||
|
по вертикали |
600 |
15d или 500 мм, где |
|
|
d — диаметр |
|||
|
по горизонтали |
то же |
400 мм и не более двух шагов вертикальных |
|
|
В плитах в зоне продавливания в |
h/3 или 200 мм |
h0/3 или 300 мм |
|
|
h — толщина плиты |
|||
|
Стержни, ближайшие к контуру |
|||
|
не ближе |
h0/3 |
||
|
и не далее |
h0/2 |
||
|
Ширина зоны постановки поперечной |
1,5h |
1,5h0 |
|
|
В направлении, параллельном |
h/3 или 200 мм |
1/4 |
|
|
соответствующей |
|||
|
Поперечная арматура в виде |
|||
|
а) площади |
1,5 |
||
|
б) шаг сеток |
|||
|
не менее |
60 мм |
60 |
|
|
не более |
150 мм или 1/3 меньшей стороны сечения |
150 |
|
|
в) размеры |
|||
|
не менее |
45 мм |
45 |
|
|
не более |
100 мм или 1/4 меньшей стороны сечения |
100 |
|
|
г) первая |
15-20 мм |
15-20 |
|
|
Поперечное армирование коротких |
|||
|
Шаг хомутов не более |
h/4 или 150 мм, где |
h/4 или 150 мм |
|
|
h — высота консоли |
|||
|
Примечание. В скобках даны величины, которые могут |
5 АНКЕРОВКА АРМАТУРЫ
Анкеровку
стержней арматуры с периодическим профилем в монолитных железобетонных
конструкциях осуществляют преимущественно:
— в виде
прямого окончания стержня (прямая анкеровка);
— с отгибом
(лапки) на конце стержня (только для растянутой арматуры);
— с приваркой
или установкой поперечных стержней;
— с применением
специальных анкерных устройств на конце стержня.
При расчете
длины анкеровки арматуры следует учитывать способ анкеровки, класс арматуры и
ее профиль, диаметр арматуры, прочность бетона и его напряженное состояние в
зоне анкеровки, конструктивное решение элемента в зоне анкеровки (наличие
поперечной арматуры, положение стержней в сечении элемента и др.).
В СП
52-101-2003 базовую (основную) длину анкеровки, необходимую для передачи
усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs
на бетон, определяют по формуле
lo,an = RsAs/Rbondus (10)
где As и us
— соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и
периметр его сечения, определяемые по номинальному диаметру стержня;
Rbond — расчетное сопротивление сцепления арматуры
с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки и
определяемое по формуле
Rbond = η1η2Rbt, (11)
где η1
— коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры, принимаемый
равным:
1,5 — для
гладкой арматуры (класс А240);
2,0 — для
холоднодеформированной арматуры периодического профиля (класс В500);
2,25 — для
стержневой арматуры периодического профиля иностранного производства
горячекатаной и термо-механически упрочненной (табл.
2), что соответствует требованиям зарубежных нормативных документов;
2,5 — для
арматуры периодического профиля производителей России по ГОСТ
5781-82, ГОСТ
10884-94, ГОСТ
Р 52544-2006,
СТО
АСЧМ 7-93, ТУ 14-1-5254-94, кроме А500СП по ТУ
14-1-5526-2006;
2,8 — для
арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006;
η2
— коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, принимаемый
равным:
1,0 — при
диаметре арматуры ds≤32;
0,9 — при
диаметре арматуры 36 и 40 мм всех видов.
Требуемую расчетную
длину анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне
анкеровки определяют по формуле
lan = (αlo,an)(As,cal/As,ef),
(12)
где lo,an — базовая длина анкеровки,
определяемая по формуле (10);
As,cal/As,ef — площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по
расчету с полным расчетным сопротивлением и фактически установленная;
α — коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного
состояния бетона и арматуры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки.
При анкеровке
стержней периодического профиля с прямыми концами (прямая анкеровка) или
гладкой арматуры с крюками или петлями без дополнительных анкерующих устройств
для растянутых стержней принимают α = 1,0, а для сжатых α =
0,75.
Допускается
уменьшать длину анкеровки в зависимости от количества и диаметра поперечной
арматуры и величины поперечного обжатия в зоне анкеровки (например, от опорной
реакции) в соответствии с указаниями п. 3.45 Пособия [15],
но не более чем на 30 %.
При этом Rbond определяется с учетом значений η1 и η2
приведенных ранее в данном пособии.
В любом случае
фактическую длину анкеровки принимают не менее 0,3lo,an, а также не менее 15ds
и 200 мм.
Усилие,
воспринимаемое анкеруемым стержнем арматуры Ns, определяют по
формуле
Ns = RsAs(ls/lan)
≤ RsAs (13)
где lan — определяется по формуле (12);
ls — расстояние от конца
анкеруемого стержня до рассматриваемого сечения элемента.
На крайних
свободных опорах элементов длина запуска растянутых стержней за внутреннюю
грань свободной опоры при выполнении условия Q ≤ 0,5Rbtbh0 должна составлять не менее 5ds.
Если указанное условие не соблюдается, длина запуска арматуры за грань опоры
должна быть равной lan, которую определяют
согласно формуле (12).
6 СОЕДИНЕНИЯ АРМАТУРЫ
Для соединения
арматуры принимают один из следующих типов стыков:
а) стыки
внахлестку без сварки:
— с прямыми
концами стержней периодического профиля диаметра до 40 мм;
— с прямыми
концами стержней с приваркой или установкой по длине нахлестки поперечных
стержней;
— с загибами на
концах (крюки, лапки, петли); при этом для гладких стержней применяют только
крюки и петли;
б) сварные и
механические стыковые соединения:
— со сваркой
арматуры диаметра до 40 мм;
— с применением
специальных механических устройств (стыки с опрессованными муфтами, резьбовыми
муфтами и др.).
6.1 Стыки
арматуры без сварки
Стыки
растянутой или сжатой арматуры должны иметь длину перепуска (нахлестки) не
менее значения длины /,, определяемого по формуле (14) или графикам на рисунках
20, 21
ll = αlo,an(As,cal/As,ef), (14)
где lo,an — базовая длина анкеровки,
определяемая по формуле (10), в том числе с учетом требований к арматуре класса
А500СП;
As,cal/As,ef
— cм. выше;
α — коэффициент, учитывающий влияние напряженного состояния арматуры,
конструктивного решения элемента в зоне соединения стержней, количества
стыкуемой арматуры в одном сечении по отношению к общему количеству арматуры в
этом сечении, расстояния между стыкуемыми стержнями.
Рисунок 20 — Графики для определения длины нахлестки
арматурных стержней периодического профиля в растянутом бетоне
Рисунок 21 — Графики для определения длины нахлестки
арматурных стержней периодического профиля в сжатом бетоне
При соединении
арматуры периодического профиля с прямыми концами, а также гладких стержней с
крюками или петлями без дополнительных анкерующих устройств коэффициент α
для растянутой арматуры принимают равным 1,2, а для сжатой арматуры — 0,9. При
этом должны быть соблюдены следующие условия:
— относительное
количество стыкуемой в одном расчетном сечении элемента рабочей растянутой
арматуры периодического профиля должно быть не более 50 %, гладкой арматуры (с
крюками или петлями) — не более 25 %;
— усилие,
воспринимаемое всей поперечной арматурой, поставленной в пределах стыка, должно
быть не менее половины усилия, воспринимаемого стыкуемой в одном расчетном
сечении элемента растянутой рабочей арматурой;
— расстояние
между стыкуемыми рабочими стержнями арматуры не должно превышать 4ds
(рис. 22):
— расстояние между
соседними стыками внахлестку (по ширине железобетонного элемента) должно быть
не менее 2ds и не менее 30 мм (рис. 22).
Рисунок 22 — Расположение стержней, стыкуемых
внахлестку, и самих стыков
а — расположение стержней в стыке; б — расположение стыков
В качестве
одного расчетного сечения элемента, рассматриваемого для определения
относительного количества стыкуемой арматуры в одном сечении, принимают участок
элемента вдоль стыкуемой арматуры длиной 1,3ll. Считается, что стыки
арматуры расположены в одном расчетном сечении, если центры этих стыков
находятся в пределах этого участка (рис. 22).
Допускается
увеличивать относительное количество стыкуемой в одном расчетном сечении
элемента рабочей растянутой арматуры до 100 %, принимая значение коэффициента а
равным 2,0. При относительном количестве стыкуемой в одном расчетном сечении
арматуры периодического профиля более 50 % и гладкой арматуры более 25 %
значения коэффициента а определяют по линейной интерполяции.
При наличии
дополнительных анкерующих устройств на концах стыкуемых стержней (приварка
поперечной арматуры, загиб концов стыкуемых стержней периодического профиля и
др.) длина перепуска стыкуемых стержней может быть уменьшена, но не более чем
на 30 %.
В любом случае
фактическая длина перепуска должна быть не менее 0,4αlo,an, не менее 20ds и не менее 250 мм.
6.2
Сварные соединения для арматуры всех типов
При соединении
арматуры всех видов с использованием сварки выбор типов сварного соединения и
способов сварки производят с учетом условий эксплуатации, свариваемости стали и
требований по технологии изготовления в соответствии с действующими
нормативными документами (ГОСТ
14098-91).
6.3
Сварные соединения, применяемые для термомеханически упрочненной арматурной
стали класса А500СП
6.3.1
Сварные соединения типовые по ГОСТ
14098-91:
—
крестообразные соединения К1-Кт и К3-Рр, выполняемые контактной точечной и
ручной дуговой сваркой;
— стыковые
соединения типов С1-Ко и С3 — Км, выполняемые контактной стыковой сваркой с
отношением диаметров соединяемых стержней 0,85-1,0;
— стыковые
соединения типов С21-Рн, С22-Ру и С23-Рэ, выполняемые ручной дуговой сваркой с
парными накладками или с нахлесткой в горизонтальном и вертикальном положениях
стержней;
— стыковые
соединения стержней на стальной скобе-накладке типов С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп,
С19-Рм, С25-Мп и С26-Рс, выполняемые ручной дуговой или механизированной
сваркой;
— нахлесточные
соединения стержней с плоскими элементами проката типа Н1-Рш, выполняемые ручной
дуговой сваркой швами;
— нахлесточные
соединения типов Н2-Кр и Н3-Кп, выполняемые контактной точечной сваркой по
рельефу на плоском элементе проката;
— тавровые
соединения стержней с плоским элементом проката типа Т2-Рф, выполняемые дуговой
сваркой под флюсом без присадочного металла;
— тавровые
соединения типов Т10-Мс и Т11-Мц, выполняемые дуговой механизированной сваркой
в СО2 в отверстие;
— тавровые
соединения типа Т12-Рз, выполняемые ручной дуговой сваркой в раззенкованное
отверстие.
6.3.2
Нетиповые сварные соединения, выполняемые ручной дуговой сваркой:
— стыковые
соединения с тремя или четырьмя накладками, равномерно распределенными по
периметру сечения стержня; диаметр накладок меньше номинального диаметра
соединяемых стержней. Рекомендуется для соединения продольных стержней колонн
монолитных каркасов;
—
крестообразные соединения с нормируемой прочностью с дополнительными
коротышами;
— стыковое
соединение для утилизации немерных обрезков стержней;
— соединения
для узловых сварных ферм из арматурной стали;
— соединения
арматурных стержней с плоскими элементами проката (тавровые и под углом к
плоскости пластины), не требующие предварительной механической обработки
пластин;
— другие типы
соединений.
6.4
Дополнительные технологические рекомендации по сварке арматурной стали класса
А500СП для типовых сварных соединений, а также нетипового стыкового соединения
с 3-4 накладками
6.4.1 Дуговую
сварку прихватками крестообразных соединений следует выполнять электродами
типов Э46, Э46А диаметром 4-5 мм или механизированным способом в среде СО2.
6.4.2
Контактную стыковую сварку следует выполнять только методом непрерывного
оплавления без предварительного подогрева.
При сварке на
каждый стержень следует принимать установочную длину, равную (0,6-1,0)ds, а величину оплавления (0,3-0,5)ds.
Диаметр венчика выдавливания грата — не более (1,1-1,2)ds.
6.4.3 Дуговую
сварку с парными накладками С21-Рн следует выполнять односторонними протяжными
швами, наплавляемыми в шахматном порядке, электродами типов Э46, Э46А диаметром
4-5 мм или механизированным способом в среде СО2.
Парные накладки
следует изготавливать из арматуры того же класса и диаметра длиной не менее 1СЦ
плюс величина зазора между стыкуемыми стержнями (не более 0,5ds).
Концы накладок должны оставаться незаваренными на длину (0,5-1,0)ds
с обеих сторон.
6.4.4 Дуговую
сварку сварных соединений внахлестку С23-Рэ следует выполнять с длиной
нахлестки не менее 10ds
Сварку следует начинать у краев нахлестки, отступив от них на (0,5-1,0)ds,
направляя шов к центру соединения, с заваркой кратера на расстоянии 5ds
от торцов соединяемых стержней. Края нахлестки должны оставаться незаваренными.
6.4.5
Ванно-шовную сварку стыковых соединений С14-Мп, С15-Рс, С17-Мп, С19-Рм, С25-Мп
и С26-Рс следует выполнять на удлиненных до 4ds желобчатых
остающихся скобах-накладках. Межторцевой зазор заваривается одиночными
электродами типов Э50А-Э55 диаметром 4-6 мм в зависимости от диаметра арматуры.
Сварное
соединение должно содержать на длине желобчатом накладки четыре фланговых шва с
катетом 6-10 мм. которые выполняют после полного остывания основного шва в
шахматном порядке начиная от краев скобы-накладки к заваренному ранее центру
стыка.
6.4.6 Сварку
под флюсом тавровых соединений Т2-Рф анкеров с плоскими элементами стального
проката закладных деталей следует выполнять при диаметре анкера ds
не более 14 мм с соотношением толщины пластины и диаметра анкера не менее 0,55.
6.5
Дополнительные технологические рекомендации по сварке арматурной стали класса
А500СП для нетиповых сварных соединений
6.5.1 Нетиповые
сварные соединения следует выполнять электродами типа Э55.
6.5.2
Применение для арматуры класса А500СП нетиповых сварных соединений по п. 6.3.2, а также стандартных соединений, не
включенных в перечень п. 6.3.1,
допускается только при условии согласования Проекта производства сварочных
работ (ППСР) с НИИЖБ.
6.6
Механические стыковые соединения
При
использовании для стыков арматуры механических устройств в виде муфт (муфты на
резьбе, опрессованные муфты и т.д.) несущая способность муфтового соединения
должна быть такой же, что и стыкуемых стержней (соответственно при растяжении
или сжатии). Концы стыкуемых стержней следует заводить на требуемую длину в
муфту, определяемую расчетом или опытным путем.
При
использовании муфт на резьбе должна быть обеспечена требуемая затяжка муфт для
ликвидации люфта в резьбе (раздел 1.3).
7 ТРЕБОВАНИЯ К ГИБОЧНЫМ ОПЕРАЦИЯМ
7.1 При
применении гнутой арматуры (отгибы, загибы концов стержней) минимальный диаметр
загиба отдельного стержня должен быть таким, чтобы избежать разрушения или
раскалывания бетона внутри загиба арматурного стержня и его разрушения в месте
загиба (рис. 23).
Рисунок 23 — Конструкция отгибов арматуры
Минимальный
диаметр оправки don для арматуры принимают в
зависимости от диаметра стержня ds не менее:
для гладких
стержней:
don = 2,5ds при ds<20
мм;
don = 4ds при ds
≥20 мм;
для стержней
периодического профиля:
don = 5ds при ds<20
мм;
don = 8ds при ds≥20
мм:
7.2
Термомеханически упрочненная арматура классов А500С и А500СП может подвергаться
гибке только в холодном состоянии.
7.3
Максимальный угол изгиба не должен превышать 180°; минимальные диаметры оправок
гибочного оборудования в зависимости от диаметра стержней приведены в таблице
10.
Таблица 10
|
Диаметр арматурного стержня ds, мм |
10 |
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
|
Минимальный диаметр оправки, мм |
30 |
50 |
65 |
80 |
90 |
100 |
120 |
150 |
170 |
7.4
Приварка поперечных стержней к изогнутому стержню допускается на расстоянии не
менее 5ds плюс диаметр оправки от начала изгиба, считая по
внутренней поверхности изогнутого стержня.
8 ПРИЕМКА, ВХОДНОЙ КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА
АРМАТУРЫ У ПОТРЕБИТЕЛЯ, МАРКИРОВКА, УПАКОВКА
8.1 Арматурную
сталь принимают партиями в соответствии с ГОСТ
10884 массой не более 70 т.
8.2 Каждая
партия арматурной стали сопровождается документом о качестве, где указываются
номер профиля, класс прочности, химический состав, значения временного
сопротивления, предела текучести физического σт или условного
σ0,2, относительного удлинения δ5 и δр
и результаты испытания на изгиб.
8.3 С целью
безошибочной индентификации при входном контроле и в процессе эксплуатации
арматурный прокат должен иметь продольную маркировку, включающую в себя
товарный знак предприятия-изготовителя и обозначение класса проката. Пример маркировки
приведен на рисунке 24.
Рисунок 24 — Пример прокатной маркировки арматурного
проката класса А500С производства ОАО «Оскольский электрометаллургический
комбинат»
Допускается
поставка арматурного проката с маркировкой предприятия-изготовителя, которую
наносят с использованием утолщенных поперечных ребер с одной стороны проката.
Начало чтения маркировки обозначают двумя утолщенными ребрами, число следующих
обычных поперечных ребер до утолщенного ребра обозначает номер
предприятия-изготовителя. В случае двухзначного номера предприятия-изготовителя
(рис. 25) начальное число обычных ребер указывает число десятков, а затем,
после следующего утолщенного ребра, — число единиц.
Рисунок 25 — Пример прокатной маркировки
предприятия-изготовителя под номером 14
Допускаются
другие виды прокатной маркировки, не снижающие эксплуатационные свойства
проката и согласованные с потребителем.
8.4
Прокатная маркировка, обозначающая класс прочности и наименование предприятия-
изготовителя, на стержнях арматуры класса А500СП, как правило, не наносится.
8.5 Общие
правила упаковки — по ГОСТ
7566 с нижеследующими дополнениями.
8.6 Прутки
упаковывают в связки массой от 1,5 до 15 т. По требованию потребителя масса
связки не может быть менее 1.5 т.
8.7 При
поставке в мотках каждый моток должен состоять из одного отрезка арматурного
проката. Допускается поставка мотков, состоящих из двух отрезков, в количестве
не более 10 % массы партии. Масса мотка должна быть от 0,3 до 1,5 т. По
согласованию изготовителя с потребителем для холоднодеформированного проката
класса В500С допускается масса мотка от 0,03 до 0.3 г и от 1,5 до 3,0 т.
Моток должен
быть плотно обвязан. Количество и схему обвязок оговаривают в заказе или
контракте.
8.8 Каждая
связка и каждый моток арматурного проката должны иметь ярлык, на котором
указывают:
— товарный знак
и наименование предприятия-изготовителя;
— номинальный
диаметр арматурного проката, мм;
— класс
арматурного проката;
— обозначение
стандарта, по которому изготовлена арматура;
— номер партии.
В необходимых
случаях арматурную стать подвергают контрольным испытаниям на растяжение и
изгиб. Испытания проводят на растяжение по ГОСТ 12004, а на
изгиб по ГОСТ 14019 на
натурных образцах, отбираемых от каждой партии в количестве не менее двух для
каждого вида испытаний.
При получении
неудовлетворительных результатов хотя бы по одной из нормируемых механических
характеристик испытания повторяют на вдвое большем числе образцов, после чего
делается окончательное заключение о качестве продукции. Для партий арматуры,
сертифицированной в соответствии с требованиями приложения «В» стандарта СТО
АСЧМ 7-93, испытания при входном контроле могут не производиться.
В спорных
случаях испытания следует проводить в соответствии с положениями приложения С
стандарта СТО
АСЧМ 7-93.
9 КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
АРМАТУРЫ КЛАССОВ А500С И А500СП
9.1 Размер
принимаемой партии для типовых сварных соединений по п. 6.3.1 и нетипового стыкового соединения с 3-4
накладками должен соответствовать требованиям ГОСТ
10922. Для прочих нетиповых соединений по п. 6.3.2 размер принимаемой партии 50 шт.
9.2 При
операционном и приемочном контроле технические требования к сварным арматурным
конструкциям, порядок отбора образцов и их конструкция, методы испытаний должны
соответствовать ГОСТ
10922.
9.3
Визуально-измерительный контроль (ВИК) типовых сварных соединений по п. 6.3.1 следует выполнять в соответствии с
требованиями проектной документации и СНиП 3.03.01-87, а нетиповых
соединений по п. 6.3.2 — в соответствии
с ППСР и СНиП 3.03.01-87.
9.4 В случае
невозможности или нецелесообразности проведения механических испытаний сварных
соединений на образцах, отобранных непосредственно от изделий или конструкций,
допускается проведение испытаний образцов-свидетелей, изготовленных тем же
сварщиком в идентичных условиях.
9.5 При
разрушающем методе контроля для приемки готовой продукции (сварных соединений
арматуры и закладных изделий, выполненных в соответствии с пп. 6.2; 6.3;
6.4)
результаты испытаний образцов сварных соединений, проведенных в соответствии с
требованиями ГОСТ
10922, должны отвечать следующим условиям:
1) R≤118
МПа;
2) σсредн≥С,
значения которого принимают: при R до 39 МПа включительно С=540
МПа, при R свыше 39 до 79 МПа включительно С=570 МПа;
при R
свыше 78 до 118 МПа включительно С=630 МПа,
где R —
размах значений предела прочности σi трех контрольных образцов;
σi
— предел прочности (временное сопротивление) отдельного контрольного образца;
σсредн
— среднее значение предела прочности трех контрольных образцов.
9.6 Если
условие 1) не выполняется, то партию готовой продукции принимают без учета
размаха значений предела прочности сварных соединений, при этом минимальное
значение σi должно быть не менее 550
МПа. Для тавровых соединений закладных деталей минимальное значение о. должно
быть не менее 500 МПа.
9.7 При
несоблюдении перечисленных требований производят повторную выборку контрольных
образцов в количестве 6 шт. Если в результате повторного испытания не
соблюдается хотя бы одно из условий пп. 9.2 и 9.3, то партию бракуют.
ПРИЛОЖЕНИЕ
1
КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К АРМИРОВАНИЮ
ОСНОВНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ЗДАНИЙ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Раздел 1.
Армирование монолитных фундаментов
Фундаменты
зданий из монолитного железобетона бывают трех типов: отдельные (под каждой
колонной, пилоном), ленточные (под рядами колонн в одном или двух направлениях,
а также под несущими стенами), сплошные (под всем зданием).
Отдельные фундаменты
Отдельные
фундаменты под колонны и пилоны зданий из монолитного железобетона делаются
также преимущественно монолитными. Плитная часть этих фундаментов проектируется
одно- и многоступенчатой, подколонная часть может отсутствовать. Размеры
фундаментов определяются расчетом.
Армирование
подошвы монолитных фундаментов выполняют сетками из сварной или вязаной
стержневой арматуры. Могут применяться также типовые унифицированные сварные
сетки, укладывемые в два слоя, с рабочей арматурой во взаимно перпендикулярных
направлениях.
Толщину
защитного слоя бетона для рабочей арматуры монолитных фундаментов принимают:
— при наличии
бетонной подготовки и для устраиваемых на скальных грунтах — 40 мм;
— при
отсутствии бетонной подготовки — 70 мм.
Диаметр рабочих
стержней арматуры (сварной или вязаной) подошвы, укладываемых вдоль стороны 3 м
и менее, должен быть не менее 10, а стержней, укладываемых вдоль стороны более
3 м, — не менее 12 мм.
При армировании
отдельными стержнями их укладывают во взаимно перпендикулярных направлениях,
параллельных сторонам подошвы. Шаг стержней принимают не менее 100 и не более
200 мм, длина стержней каждого направления должна быть одинаковой. При
применении арматуры периодического профиля два крайних ряда пересечении
стержней по периметру сетки соединяют дуговой сваркой. Внутренние пересечения
должны быть перевязаны через узел в шахматном порядке.
Минимальный
процент армирования подошвы фундаментов не регламентируется.
При возможности
изготовления и транспортирования сеток больших размеров рекомендуется
армировать фундаменты цельными сетками без устройства стыков. Можно также
применять узкие сетки с продольной рабочей арматурой, укладываемые в двух
плоскостях таким образом, чтобы рабочая арматура в верхних и нижних сетках
проходила в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Сетки в каждой
плоскости укладываются рядом друг с другом без нахлестки.
При размерах
сторон подошвы фундамента 3 м и более рекомендуется половину стержней арматуры
обрывать на расстоянии 0,1L от края подошвы фундамента (L —
сторона подошвы фундамента). При этом длина всех стержней должна быть
одинакова, а их укладка производиться вразбежку со смещением по противоположным
сторонам подошвы фундамента через один стержень.
При армировании
фундаментов цельными сетками рекомендуется укладывать их в двух слоях, принимая
размеры в плане сетки, укладываемой поверху, равными 0,8 соответствующих
размеров нижней сетки.
При армировании
фундаментов сетками с рабочей арматурой одного направления рекомендуется
принимать такой тип сеток, в котором часть стержней не доводится до края, или
укладывать сетки одну на другую с взаимной раздвижкой.
Подколонники,
если это необходимо по расчету, армируют продольной и поперечной арматурой по
принципу армирования колонн (см. табл.
9).
В монолитных
фундаментах с монолитными колоннами для удобства установки опалубки размеры
поперечного сечения подколенника принимают увеличенными относительно размеров
колонны на 50 мм в каждую сторону. Отметку верха фундамента (подколонника)
назначают на 50 мм ниже уровня чистого пола.
Для
осуществления заделки железобетонных монолитных стоек в фундаменты из последних
устраиваются выпуски арматуры. Сечение арматуры выпусков должно быть не менее
расчетного сечения арматуры стоек на уровне обреза фундамента.
Выпуски
арматуры должны быть соединены хомутами (приваренными или привязанными), причем
первый хомут ставится у нижних концов арматуры, а второй — на расстоянии 100 мм
ниже обреза фундамента (рис. 1.1).
Рисунок 1.1 — Ступенчатые железобетонные фундаменты
При большой
высоте подколонника может выполняться дополнительный нижний стык продольной
арматуры подколонника с выпусками арматуры из верхней ступени плитной части
фундамента (рис. 1.2).
Рисунок
1.2 —
Армирование фундамента монолитной колонны
Заделка выпусков арматуры в
фундаменте должна быть не менее lап [см. формулу (12)].
При армировании колонн вязаной арматурой стержни
периодического профиля (при их числе у растянутой грани сечения больше двух)
стыкуют в двух уровнях (рис. 1.3, 1.4).
Рисунок 1.3 — Расположение выпусков стержней
периодического профиля для устройства стыков арматуры фундамента с арматурой
колонны внахлестку без сварки
Рисунок 1.4 — Устройство стыков растянутых стержней
внахлестку в фундаментах колонн при раздельном бетонировании ступенчатой части
фундамента и подколонника
а — при стыковке всех стержней в одном сечении; б — то же, 50 %
стержней; 1 — сетка подколониика; 2 — подколенник; 3 —
стыковая сетка; 4 — ступенчатая часть фундамента; 5 — сетка
подошвы фундамента
Длину перепуска
(нахлестки) стержней определяют по формуле (14).
Выпуски из
фундамента назначают с таким расчетом, чтобы стержни большей длины и большего
диаметра располагались по углам поперечного сечения подколонника (колонны,
пилона).
В пределах
стыка следует устанавливать хомуты с шагом не более 10 диаметров стержня
продольной арматуры (берется меньший диаметр).
Выпуски
стержней из фундаментов для устройства сварных стыков с продольной арматурой
колонн с помощью ванной полуавтоматической сварки под флюсом выполняются, как
правило, на одном уровне. Длина выпусков должна быть не менее 4d
стыкуемого стержня и не менее 160 мм; расстояние в свету между выпускаемыми
стержнями — не менее 50 мм.
Ленточные фундаменты
Железобетонные
монолитные ленточные фундаменты под отдельные стойки проектируют в основном
таврового сечения с фундаментной плитой и ребром сверху. При грунтах высокой
вязкости иногда применяют тавровый профиль с ребром, обращенным вниз (при этом
несколько уменьшается объем земляных работ и упрощается опалубка) (рис. 1.5).
Размеры подошвы и ребра монолитного ленточного фундамента назначаются расчетом
из условий его достаточной прочности и жесткости.
Рисунок 1.5 — Ленточные фундаменты
под колонны
а, б — в виде лент соответственно отдельных и перекрестных;
в — варианты поперечного сечения
Нижнюю
продольную рабочую арматуру ленточного фундамента рекомендуется укладывать в
пределах всей его ширины (рис. 1.6; 1.7).
Рисунок 1.6 —
Армирование ленточного фундамента
под колонны
1 — нижние сварные сетки; 2 — сварные каркасы; 3,
4 — верхние сетки соответственно корытообразные и плоские
Рисунок 1.7 —
Армирование плит ленточных
фундаментов сетками
а — узкими стандартными сварными: б
— нестандартными сварными; в — вязаными; 1, 3
— рабочие стержни соответственно полки и ленты; 2 — стыки сварных
сеток
При этом
сечение арматуры, располагаемой в пределах ширины ребра, должно составлять не
менее 70 % общего количества арматуры, требуемой по расчету.
Сечение верхней
и нижней арматуры необходимо принимать не менее величин, приведенных в таблице
9. Указанные в таблице
9 проценты армирования должны приниматься по отношению к поперечному
сечению ребра (без свесов полки).
Для армирования
ленточных фундаментов следует преимущественно применять сварные сетки и
каркасы.
При возможности
получения сварных сеток, ширина которых равна ширине плиты (полки),
рекомендуется армировать плиту сварными сетками с рабочей арматурой,
расположенной в двух направлениях, используя поперечную арматуру сетки в
качестве рабочей арматуры полок при работе их как консолей, а продольную
арматуру сетки — в качестве продольной арматуры ленточного фундамента,
добавляемой к арматуре каркасов ребер.
При отсутствии
широких сеток возможно армировать плиту узкими сетками с рабочей арматурой,
расположенной в одном направлении, укладывая сетки друг на друга в двух взаимно
перпендикулярных плоскостях. Сетки в каждой плоскости укладываются рядом друг с
другом без нахлестки (рис. 1.7).
В направлении
рабочей арматуры, расположенной вдоль ребра, должны устраиваться стыки рабочей
арматуры сеток с длиной перепуска (нахлестки), определяемой по формуле (14).
Стыки всех
сеток могут устраиваться в одном поперечном сечении ленточного фундамента, если
общая площадь всех рабочих стержней сеток не превышает 50 % сечения продольной
арматуры ленточного фундамента.
Площадь сечения
продольной арматуры ребра определяют расчетом, однако в любом случае следует
предусматривать непрерывную по всей длине фундамента верхнюю и нижнюю арматуру
с процентом армирования 0,2-0,4 % каждая.
Шаг поперечной
арматуры в сварных каркасах не должен превышать 20 диаметров продольной
арматуры. В вязаных каркасах ребер хомуты предусматривают замкнутыми диаметром
не менее 8 мм (7,5 мм) с шагом не более 15 диаметров продольной арматуры;
количество ветвей хомутов должно быть не менее трех при b ≤ 400
мм, не менее четырех при 400 мм < b ≤ 800 мм и не менее шести
при большей ширине ребра.
Сплошные плитные фундаменты
Современные
монолитные здания имеют разнообразные архитектурно-планировочные схемы с
преимущественно нерегулярным расположением вертикальных несущих элементов и
разноэтажной площадью застройки.
Это
обусловливает неравномерное нагружение основания и предпочтительное применение
сплошных плитных фундаментов из монолитного железобетона.
Плитные
фундаменты выполняют в виде железобетонных плоских, ребристых или коробчатых
плит (рис. 1.8)
Рисунок 1.8 —
Сплошные плитные фундаменты
а — в — плиты соответственно плоская, ребристая и
коробчатая
Наиболее
эффективными и, следовательно, широко применяемыми являются плитные плоские
фундаменты. Они просты по конструкции и технологичны в изготовлении. Монолитные
железобетонные плоские плитные фундаменты рекомендуется применять при
расстоянии между колоннами до 9 м и нагрузках на колонну до 10 000 кН. Толщину
сплошных фундаментных плит устанавливают на основе технико-экономического
анализа. При этом толщину плит рекомендуется принимать не менее 50 см и не
более 200 см, класс бетона — не менее В20, армирование — не менее 0,3 %, а
марку по водонепроницаемости — не менее W6. Толщину плиты конструктивно
назначают примерно 1/6 расстояния между колоннами и
уточняют расчетом.
Для
повышения сопротивления плиты продавливанию и с целью уменьшения ее толщины и
материалоемкости в местах опирания колонн (особенно тяжело нагруженных)
предусматривают ушинения (банкетки) по типу капителей колонн безбалочных
перекрытий (рис. 1.9; 1.10).
Рисунок 1.9 — Фрагмент плана сплошного фундамента
Рисунок 1.10 —
Армирование сплошных плоских фундаментов
а — армирование вязаной арматурой; б —
армирование сварными сетками
Сплошные
плитные фундаменты рекомендуется армировать унифицированными сварными сетками и каркасами
(рис. 1.10,б). Применение вязаных сеток и каркасов из отдельных стержней
трудоемко и, следовательно, рекомендуется использовать на объектах
строительства, когда отсутствует возможность поставки унифицированных
арматурных изделий, а также в случае применения больших диаметров рабочей
стержневой арматуры (рис. 1.10,а).
Перспективным
является также армирование фундаментов тяжелыми сетками и каркасами из
отдельных стержней, стыкуемых без сварки и нахлестки с помощью обжимных или
резьбовых соединительных элементов (муфт).
Сварные
унифицированные сетки рекомендуется применять с рабочей арматурой одного
направления и укладывать их друг над другом не более чем в четырех плоскостях.
Сетки в каждой
плоскости должны укладываться без нахлестки в нерабочем направлении таким
образом, чтобы в соседних плоскостях рабочая арматура сеток проходила в
перпендикулярном направлении.
Стыки рабочих
стержней сеток рекомендуется устраивать внахлестку без сварки.
Общая площадь
рабочей арматуры стыкуемых сеток в одном сечении должна быть не более 50 %
общей площади рабочей арматуры сеток данного направления.
Сетки,
расположенные по верху фундамента, должны укладываться на подставки в виде
сварных (вязаных) каркасов, устанавливаемых вертикально или под углом друг к
другу (рис. 1.10). Используются также соединительные элементы из вертикально
устанавливаемых металлических профилей (уголков, швеллеров и т.п.).
Расстояние
между подставками определяется из условия обеспечения необходимой жесткости
верхней арматуры фундамента на воздействие собственного веса, веса рабочих
(арматурщиков и бетонщиков) и массы укладываемого бетона.
В том
случае если прочность плит на продавливание недостаточная, следует
предусматривать специальную поперечную арматуру, расположенную в пределах
граней пирамид продавливания (рис. 1.10).
Под стены,
колонны и пилоны здания следует предусматривать наличие выпусков арматуры из
фундаментов, количество и площадь сечения которых определяются расчетом.
Анкеровка
выпусков в плитных сплошных фундаментах и вертикальных несущих элементах здания
назначается аналогично анкеровке выпусков отдельных фундаментов (см. выше).
Ребристые
плитные фундаменты рекомендуется применять при нагрузке более 10 000 кН на колонны и
расстояниях более 9 м между ними. Такие конструктивные решения фундаментов
могут быть целесообразными при необходимости обеспечения большой жесткости
фундамента. Толщину плиты в ребристых плитных фундаментах принимают равной 1/8
— 1/10 пролета. Ребра устраивают только по осям рядов
колонн. Толщину и высоту ребра назначают расчетом и из тех же условий, как и в
ленточных фундаментах под ряды колонн.
Ребра
сплошных ребристых фундаментов армируют сварными либо вязаными сетками с
соблюдением правил армирования ребер ленточных фундаментов под ряды колонн,
плиты — сварными или вязаными сетками, расположенными по верху и низу плиты.
Количество рабочей арматуры определяется расчетом.
Полые
коробчатые фундаменты обладают наибольшей жесткостью, но требуют большого расхода материалов
и сложны в изготовлении. В связи с этим такие фундаменты рекомендуются только в
особых случаях и при технико-экономическом обосновании.
При армировании
полых коробчатых фундаментов, как и всех других сплошных фундаментов, должны
соблюдаться изложенные выше общие конструктивные требования.
Свайные фундаменты
Свайные
фундаменты состоят из железобетонных свай и железобетонных ростверков. Их
устраивают в виде:
— лент под
стены зданий с расположением свай в один, два и более рядов;
— «кустов» под
колонны (рис. 1.11):
Рисунок 1.11 — Свайный фундамент под колонну
1 — колонна; 2 — подколенник; 3 — плитная часть; 4
— сваи
— сплошного «свайного»
поля, под тяжелые сооружения со сравнительно небольшими габаритами в плане и
распределенными по всей площади нагрузками (рис. 1.12);
Рисунок 1.12 — Пример расположения свай в виде свайного
поля
— одиночных
свай и свай-колонн, у которых выступающая над поверхностью грунта часть
заменяет колонну.
В монолитном
строительстве применяют забивные (заводского изготовления) (рис. 1.13; 1.14) и
набивные (построечного изготовления) сваи (рис. 1.15).
Рисунок 1.13 — Конструкция железобетонной сваи квадратного
сечения с поперечным армированием ствола
а — общий вид; б — конструкция острия сваи с напрягаемой
арматурой; в — д — примеры армирования сваи арматурой
соответственно стержневой, напрягаемой прядевой и напрягаемой проволочной
Рисунок 1.14 — Конструкция железобетонных полых круглых
свай и свай-оболочек
а, б — цельные сваи и сваи-оболочки соответственно без
наконечника и с наконечником; в — болтовые элементы стыков секций: г
— сварные элементы стыков секций
Рисунок 1.15 — Армирование буронабивных свай
а — в — сваи, армированные соответственно на всю глубину,
укороченными каркасами и каркасами с частично оборванными стержнями
Забивные
сваи изготавливают прямоугольного, круглого и кольцевого сечений с напрягаемой
и ненапрягаемой арматурой.
Сваи квадратного
сечения имеют длину от 3 до 20 м и размеры поперечного сечения от 200 до 400
мм.
Круглые полые
сваи могут быть цельными длиной 4-12 м и составными при длине секций 6-12 м.
Диаметр круглых
свай 400, 500, 600 и 800 мм, свай-оболочек 1000, 1200, 1600 мм.
При армировании
забивных свай ненапрягаемой арматурой целесообразно использовать в качестве
рабочей арматуру классов А500С и А500СП, имеющую предельные деформации при
сжатии, близкие по величине предельным деформациям бетона при сжатии
εso =
σт/Еs = 500/2×10-5
= 250×10-5.
В этом случае
не происходит, как при армировании классом А400, выпучивания арматуры при
достижении ею текучести во время забивки раньше достижения предельных
деформаций в бетоне, вызывающего внутренние растягивающие усилия и
преждевременно разрушающего бетон верхней части сваи.
Набивные сваи
чаще всего устраивают в виде железобетонных буронабивных свай с уширенной пятой
и без нее. Они представляют собой элементы из монолитного железобетона,
бетонируемые в предварительно пробуренных скважинах и имеют длину 10-40 м и
диаметр ствола сваи не менее 400 мм.
Сваю армируют в
зависимости от действующих на нее нагрузок. При действии только вертикальных
сжимающих усилий, когда не требуется рабочего армирования, сваю следует
конструктивно армировать только в верхней части постановкой 4-12 стержней
Ø14-20 мм и длиной 1400-2000 мм. Выпуски из свай для связи с ростверком
должны иметь длину 250-400 мм.
При действии на
сваю горизонтальных нагрузок и моментов армируют весь ствол либо его часть,
определяемую расчетом, с учетом необходимой длины заанкеривания рабочей
арматуры.
Армирование
осуществляется в виде жесткого каркаса, усиленного приваркой поперечной
арматуры Ø10-16 мм или хомутов из полосовой стали толщиной Ø5-6
мм и шириной 50-60 мм с шагом 3-4 м по длине каркаса.
Ростверки
свайных фундаментов чаще всего выполняют в монолитном железобетоне.
Плиты ростверка
рекомендуется армировать в каждом направлении отдельными сварными сетками при
расстоянии между рабочими стержнями 200 мм. Сварка должна быть во всех точках
пересечения стержней. Можно применять также и вязаные сетки при условии
обязательной сварки всех точек пересечения в двух крайних рядах по периметру
сеток. Для обеспечения анкеровки рабочей арматуры по концам сеток на расстоянии
25 мм от конца продольных стержней предусматривают поперечные стержни
половинного (по сравнению с продольными) диаметра.
При заделке
верхних концов свай в плиту ростверка на глубину 50 мм арматурные сетки
укладывают сверху на голову свай. При большей глубине заделки свай в ростверк
попадающие на сваи стержни сетки вырезают, обеспечивая таким образом защитный
слой сваи 50 мм.
Компенсацию
вырезанных стержней производят укладкой дополнительных стержней, привязываемых
к основной сетке.
Сопряжение сваи
с ростверком выполняют в виде условно-шарнирного опирания или жесткого
защемления (рис. 1.16).
Рисунок 1.16 — Примеры конструктивного решения сопряжения
железобетонной сваи с монолитным ростверком
а — шарнирное опирание; б — жесткая заделка; 1 — ростверк;
2 — бетонная подготовка; 3 — свая; 4 — арматурные выпуски
При шарнирном
опирании голову сваи заделывают в ростверк на 5-10 см.
Жесткое
сопряжение свай с ростверком осуществляют заделкой головы сваи на глубину,
соответствующую длине анкеровки арматуры, либо заделкой в ростверк выпусков
арматуры на длину их анкеровки.
В последнем
случае в голове предварительно напряженных свай должен быть предусмотрен
ненапрягаемый каркас, выполняющий роль анкерной арматуры. Длина анкеровки
определяется по формуле (12). Глубина
заделки головы сваи в ростверке не должна быть меньше диаметра сваи (большей
стороны ее сечения).
Раздел 2.
Армирование монолитных стоек и стен
При
проектировании рекомендуется принимать оптимальные конструктивные параметры
монолитных стоек (колонн, пилонов), устанавливаемые на основе
технико-экономического анализа. При этом минимальный размер поперечного сечения
квадратных и круглых колонн рекомендуется принимать не менее 30 см, для колонн
с вытянутым поперечным сечением (пилонов) — не менее 20 см, класс бетона стоек
принимается, как правило, — не менее В25 и не более В60. Конструктивные
параметры колонн рекомендуется принимать одинаковыми на одном уровне
перекрытий.
В сжатых
стойках сечение продольной арматуры и ее минимальный диаметр должны
соответствовать величинам, указанным в таблице
9.
Максимальный
диаметр в стойках обычно не превышает 40 мм. Для особо мощных стоек, при
соответствующем обосновании, могут применяться стержни больших диаметров.
В стойках с
меньшей стороной b ≥ 25 см диаметр продольной арматуры
рекомендуется принимать не менее 16 мм.
По длинным
сторонам сечений внецентренно сжатых стоек (пилонов), если не предусмотрено
специальной арматуры по расчету, ставится конструктивная арматура диаметром не
менее 16 мм с шагом не более 400 мм.
Для рабочего
армирования сжатых стоек рекомендуется применять эффективный арматурный прокат
класса прочности 500 МПа (А500С и А500СП), что обусловливает эффективную
совместную работу бетона и арматуры и ее экономичное применение.
В результате
близких значений предельных деформаций бетона и предельных упругих деформаций
арматуры не происходит выпучивания ее из-за потери устойчивости при достижении
пластического деформирования ранее достижения деформациями бетона предельных
значений.
Концы
продольных рабочих стержней арматуры для монолитных стоек диаметром до 40 мм
включительно, не привариваемые к анкерующим деталям, должны отстоять от торца
элемента на расстоянии не менее:
15 мм — для
стоек длиной до 6 м включительно;
20 мм — для
стоек длиной более 6 м.
Торцы
поперечных стержней сварных каркасов стоек должны иметь защитный слой не менее
5 мм.
Площадь сечения
рабочей арматуры стоек определяется расчетом и по таблице
9; в то же время ее не рекомендуется, без соответствующего обоснования,
назначать более 5 % площади поперечного сечения стойки. Максимально допускаемый
процент армирования стоек в любом сечении (включая участки с нахлесточным
соединением арматуры) — 10 %.
Все стержни
продольной рабочей арматуры рекомендуется назначать одинакового диаметра. В
случае если продольная арматура конструируется из стержней разного диаметра,
допускается применение не более двух разных диаметров, не считая конструктивных
стержней. При этом стержни большего диаметра следует располагать по углам поперечного
сечения стоек.
Продольную
рабочую арматуру внецентренно сжатых колонн рекомендуется располагать по
граням, перпендикулярным плоскости изгиба колонны. Продольную рабочую арматуру
при косом внецентренном сжатии колонн рекомендуется концентрировать в углах
сечении.
Длины
продольных стержней арматуры стоек должны, как правило, назначаться таким
образом, чтобы была исключена потребность в стыках. В случае необходимости
устройства стыков внахлестку (без сварки) располагать их следует
преимущественно в местах изменения сечения стоек или устраивать на уровне верха
перекрытий с помощью выпусков по аналогии с выпусками из фундаментов (см.
выше). При высоте этажа менее 3,6 м или при продольной арматуре d
≥ 28 мм стыки рекомендуется устраивать через этаж.
В ступенчатых
стойках продольная арматура верхнего участка должна быть заведена в бетон
нижнего участка не менее чем на длину анкеровки.
Выпуски
стержней из стоек с большим поперечным сечением нижнего этажа в колонну с
меньшим поперечным сечением верхнего этажа рекомендуется осуществлять в
соответствии с рисунком 2.1.
Рисунок 2.1 — Схемы устройства стыков продольных
стержней монолитных стоек многоэтажных зданий
а — при одинаковом сечении стоек (колонн) верхнего и нижнего этажей; б,
в — при различии незначительном и резком в сечениях стоек верхнего и
нижнего этажей
При этом
перевод стержней из одного этажа стойки в другой осуществляется путем их отгиба
с уклоном не более 1:6. Часть стержней стойки нижнего этажа может быть доведена
до верха перекрытия (рис. 2.1,б) и не заводиться в стойку верхнего
этажа, если она там не нужна по расчету. В случае резкой разницы в сечении
стоек верхнего и нижнего этажей выпуски следует устраивать установкой
специальных стержней в количестве, необходимом для стойки верхнего этажа (рис.
2.1,в).
Глубина заделки
(длина анкеровки) рабочей продольной арматуры в стойке нижнего этажа должна
быть не менее требуемой по формуле (12),
а длина нахлестки стержней в стыке — по формуле (14).
Расстояние
между осями стержней продольной арматуры стоек должно приниматься не более 400
мм.
При расстоянии
между рабочими стержнями более 400 мм между ними необходимо устанавливать
конструктивные стержни диаметром не менее 12 мм с тем, чтобы расстояния между
продольными стержнями были не более 400 мм.
Расстояние в
свету между продольными стержнями монолитных стоек следует назначать не менее
50 мм и не менее диаметра стержней.
Для
сдерживания поперечных деформаций бетона и предотвращения выпучивания
продольной арматуры в любом направлении в железобетонных монолитных стойках
применяется поперечное армирование в виде хомутов, сварных сеток, спиралей.
Хомуты, охватывающие продольные стержни стоек, на концах должны иметь крюки.
При использовании для рабочего продольного армирования арматуры классов А500С и
А500СП из марок стали Ст3 (ПС, СП, ГПС), 25Г2С с содержанием углерода менее
0,24 % допускается приварка (прихватка) хомутов к продольным стержням. В этом
случае устройство крюков на концах хомутов не требуется.
Для устройства
хомутов стоек, сеток и спиралей рекомендуется использовать гладкую арматуру
класса А240 (А-1), а также арматуру периодического профиля классов А400, А500,
В400 и В500 расширенного сортамента (см. разд. 1.2).
Поперечная
арматура должна устанавливаться у всех поверхностей стоек, вблизи которых
ставится продольная арматура.
Конструкция
хомутов в стойках должна быть такой, чтобы продольные стержни (по крайней мере
через один) располагались в местах перегиба хомутов. При ширине стойки b
≤ 40 см и числе стержней с каждой стороны не более четырех допускается
охват стержней одним хомутом. В колоннах с высотой сечения h > 45 см.
в зависимости от числа стержней боковой арматуры, ставятся дополнительные
хомуты согласно рисункам 2.2 и 2.3.
Рисунок
2.2 — Примеры армирования
сечений колонн с рекомендуемым количеством стержней вязаными каркасами
Рисунок 2.3 — Примеры армирования сечений колонн с рекомендуемым
количеством стержней сварными сетками
1 — сетка; 2 — сетка или соединительный
стержень; 3 — соединительный стержень (шпилька); 4 — хомут; 5
— поперечная арматура в виде сварной сетки; 6 — отдельные стержни
продольной арматуры
Образование
пространственных каркасов из плоских в построечных условиях может производиться
электродуговой сваркой поперечных стержней каркасов в соответствии с рисунком
2.3. Диаметр поперечных стержней в этом случае должен быть не менее 8 мм. Число
продольных стержней в плоских каркасах рекомендуется принимать не более
четырех. Диаметры стержней вязаной поперечной арматуры в зависимости от
диаметров продольных стержней следует принимать не менее указанных в таблице
2.1.
Таблица
2.1
|
Наименьший допускаемый диаметр, мм, стержней |
|||||||||
|
12 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
36 |
40 |
|
6/5,5* |
6/5,5 |
6/5,5 |
6/5,5 |
6/5,5 |
8/7,0 |
8/7,0 |
8/7,0 |
10/9 |
10/9 |
|
* В знаменателе приводятся |
Расстояния
между поперечной арматурой у каждой грани стойки должны назначаться в
соответствии с таблицей
9.
В стыках
продольной рабочей арматуры внахлестку без сварки обязательно применяются
хомуты. Расстояние между хомутами в зоне стыка должно быть не более 10d, где d — диаметр
продольных сжатых стержней рабочей арматуры (меньшей). Рекомендуемые расстояния
между стержнями поперечной арматуры стоек приведены в таблице 2.2.
Таблица 2.2
|
Условия работы поперечной арматуры |
Рекомендуемые расстояния, мм, между |
|||||||||
|
12 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
37 |
40 |
|
|
Сварной и вязаный каркас при Rsc ≤ 400 МПа и Rs ≥ 435 МПа |
150 |
250 |
300 |
350 |
350 |
400 |
400 |
400 |
400 |
400 |
Сварной и вязаный каркас при μ ≥ 3 % |
100 |
150 |
150 |
200 |
200 |
250 |
250 |
300 |
300 |
300 |
|
Сварной и вязаный каркас на участке |
100 |
150 |
150 |
200 |
200 |
250 |
250 |
300 |
350 |
350 |
|
Примечания: 1. При вычислении процента 2. Если сечение армировано 3. При назначении расстояний |
Армирование
монолитных железобетонных стен зданий осуществляется в соответствии с расчетом
и конструктивными требованиями СП
52-101-2003, а также рекомендациями, приведенными в таблице
9.
При
проектировании рекомендуется применять оптимальные конструктивные параметры
стен, устанавливаемые на основе технико-экономического анализа. При этом
размеры поперечного сечения (толщину) стен рекомендуется принимать не менее 18
см, класс бетона — не менее В20. процент армирования в любом сечении стены (включая
участки с нахлесточным соединением арматуры) — не более 10 %.
При применении
высоких процентов армирования сечений должны выполняться указания СП
52-101-2003, п. 8.3.3, при этом максимальная крупность заполнителя в
бетонной смеси не должна превышать 10 мм.
Стены
рекомендуется армировать, как правило, вертикальной и горизонтальной арматурой,
расположенной симметрично у боковых сторон стены и поперечными связями,
соединяющими вертикальную и горизонтальную арматуру, расположенную у
противоположных боковых сторон стен и предотвращающих от выпучивания
вертикальные сжатые стержни.
Торцевые
участки стен и их сопряжения в местах их пересечения следует армировать по всей
высоте пересекающимися П-образными или гнутыми (замкнутыми) хомутами,
создающими требуемую анкеровку концевых участков горизонтальных стержней и
также предохраняющими от выпучивания вертикальные стержни. Армирование торцов
стен и проемов следует увеличивать относительно равномерно распределяемого
армирования по всей остальной площади стен.
Косвенное армирование
Косвенное
армирование сжатых железобетонных элементов в виде спиралей (рис. 2.4), колец,
пакета поперечных сварных сеток (рис. 2.5) препятствует поперечному расширению
бетона, в результате чего увеличивается несущая способность стоек.
Рисунок
2.4 — Схема армирования колонн поперечной
арматурой в виде спирали
Рисунок
2.5 — Схема косвенного армирования
в виде пакета поперечных сварных сеток
При
конструировании колонн из монолитного железобетона с поперечной арматурой в
виде спирали, учитываемой в расчете как косвенное армирование (расчет по ядру
сечения), должны соблюдаться следующие условия (рис. 2.4):
а) спирали в
плане должны быть круглыми:
б) расстояния
между витками спирали в осях должны быть не менее 40 мм, не более 1/5
диаметра сечения ядра колонны, охваченного спиралью, и не более 100 мм;
в) спирали
должны охватывать всю рабочую продольную арматуру;
г) диаметр
навивки спирали ds должен быть не менее 200
мм.
Сетки
косвенного армирования делают сварными из пересекающихся стержней.
При косвенном
армировании сварными сетками:
— площади
сечения стержней сетки на единицу длины в одном и в другом направлении не
должны различаться более чем в 1,5 раза;
— шаг сеток
(расстояние между сетками в осях стержней одного направления) следует принимать
не менее 60 мм, не более 1/3 меньшей стороны сечения
стойки и не более 150 мм (для стоек из ячеистого бетона — не более 70 мм);
— размеры ячеек
сеток назначают не менее 45 мм. не более 1/4 меньшей
стороны сечения стойки и не более 100 мм.
Первую сварную
сетку следует располагать на расстоянии 15-20 мм от нагруженной поверхности
стойки.
В случае усиления
концевых участков стоек у торца предусматривают не менее четырех сварных сеток
и располагают их на длине (считая от торца стойки) 10d
(где d — наибольший диаметр продольной арматуры стойки).
Раздел 3.
Армирование монолитных железобетонных балок и плит перекрытия
По
количеству пролетов и характеру опирания балки из монолитного железобетона
могут быть однопролетные свободно лежащие, однопролетные зещемленные на одной
или обеих опорах, многопролетные неразрезные и консольные. Монолитные
железобетонные балки применяют в зданиях и сооружениях отдельно или в составе
перекрытий, фундаментов и других конструкций.
Форму
поперечных сечений монолитных балок обычно принимают прямоугольной или тавровой
(с полкой сверху или снизу).
Возможны и
другие виды поперечных сечений балок (двутавровая, трапецеидальная, коробчатая
и др.), но их выбор ограничивается технологическими трудностями производства
монолитного железобетона.
Минимальную
высоту сечения балок в долях пролета и размеры поперечных сечений рекомендуется
назначать по таблицам 3.1 и 3.2. Ширину поперечного сечения балок принимают
равной 1/3—1/2 высоты сечения, а
именно 100, 120, 150, 200, 220, 250 мм и далее кратной 50 мм.
Таблица 3.1
Минимальная
высота сечений балок
Тип балки и характер
|
Вид бетона |
|
|
тяжелый |
легкий |
|
|
Ригели и прогоны |
(1/15)l |
(1/12)l |
|
Второстепенные балки |
(1/20)l |
(1/17)l |
|
Балки часторебристых перекрытий: |
||
|
при свободном |
(1/20)l |
(1/17)l |
|
при упруго |
(1/25)l |
(1/20)l |
Таблица 3.2
Рекомендуемые
размеры прямоугольных поперечных сечений балок
|
Ширина сечения. |
Высота сечения, мм |
||||||||
|
мм |
300 |
400 |
500 |
600 |
700 |
800 |
1000 |
1200 |
Далее кратно 300 |
|
150 |
+ |
+ |
|||||||
|
200 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
300 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
400 |
+ |
+ |
+ |
||||||
|
500 |
+ |
+ |
|||||||
|
Далее |
+ |
+ |
В
тонкостенных конструкциях толщина ребра балки может составлять до 1/5
высоты сечения.
Армирование
балок из монолитного железобетона выполняют сварной и вязаной продольной и
поперечной арматурой (рис. 3.1; 3.2; 3.3)
Рисунок 3.1 — Схема армирования сечений балок
а — вязаной арматурой, двухсрезными хомутами; б — вязаной
арматурой, четырехсрезными хомутами; в — сварной арматурой; 1 —
открытый хомут; 2 — закрытый хомут; 3 — хомут балок, рассчитанный
на кручение
Рисунок 3.2 — Армирование второстепенных монолитных
балок отдельными стержнями
а — крайние опоры; б — средняя опора; t1 — по расчету, но не менее 1/3l; t2 — по расчету, но не менее 1/4l
Рисунок 3.3 — Армирование второстепенных монолитных
балок сварными сетками
а, а‘ — крайние опоры; б —
средняя опора; в — деталь установки стыкового стержня при рабочей
арматуре из стержней соответственно гладких (слева) и периодического профиля
(справа); 1, 5 — пролетная арматура балок соответственно главной
и второстепенной; 2 — главная балка; 3 — опорная сетка второстепенной
балки; 4 — второстепенная балка; 6 — стыковой стержень диаметром dj; t1 — по расчету, но не менее 1/3l; t2 — по расчету, но не
менее 1/4l
В вязаных
каркасах используют также отогнутую арматуру. Площадь сечения рабочей арматуры
определяют расчетом и принимают не менее приведенной в таблице
9. Диаметр рабочей продольной арматуры в балках с доведением до опоры не
менее двух стержней должен быть не менее 10 мм. В ребрах часторебристых
перекрытий допускается применение рабочей арматуры диаметром 8 мм с доведением
одного стержня до опоры. В вязаных каркасах при высоте балок 400 мм и более
рекомендуется использовать в качестве ненапрягаемой арматуры стержни диаметром
не менее 12 мм. Для конструктивной продольной арматуры можно применять стержни
меньшего диаметра.
В балках из
легкого бетона с арматурой класса прочности 500 МПа и ниже диаметр продольной
арматуры не должен превышать для бетона классов:
В12.5
и ниже 16 мм
В15-В25 25 мм
В30 и выше 32 мм
В
балках из ячеистого бетона класса В10 и ниже диаметр продольной арматуры должен
быть не более 16 мм.
В балках
рекомендуется применять не более двух разных диаметров стержней (не считая
конструктивных стержней). Стержни большего диаметра следует располагать в первом
ряду, в углах поперечного сечения и при вязаных каркасах — в местах перегиба
хомутов.
Стержни
ненапрягаемой продольной рабочей арматуры должны размещаться равномерно по
ширине сечения балки, как правило, не более чем в три ряда. При этом в третьем
ряду должно быть не менее двух стержней. Размещение стержней последующего
ряда над просветами предыдущего не разрешается. Расстояние в свету между
отдельными стержнями продольной арматуры принимают не менее наибольшего диаметра
стержней и не менее 25 мм для нижней арматуры и 30 мм — для верхней.
Максимальное
количество продольных стержней одинакового диаметра, рекомендуемых для
расположения в одном ряду по ширине балки, приведено в таблице 3.3.
Таблица 3.3
Максимальное количество продольных стержней одного диаметра, размещенных
в одном ряду по ширине балки
|
Ширина сечения балки, мм |
Арматура в сечении балки |
Диаметр стержней, мм |
||||||||||
|
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
28 |
32 |
36 |
40 |
||
|
150 |
Верхняя |
3 |
3 |
3 |
2 |
2 |
2 |
2 |
2 |
— |
— |
— |
|
150 |
Нижняя |
3 |
3 |
3 |
3 |
3 |
2 |
2 |
2 |
— |
— |
— |
|
200 |
Верхняя |
4 |
4 |
4 |
4 |
3 |
3 |
3 |
3 |
2 |
— |
— |
|
200 |
Нижняя |
5 |
4 |
4 |
4 |
4 |
3 |
3 |
3 |
2 |
— |
— |
|
300 |
Верхняя |
— |
— |
6 |
6 |
5 |
5 |
5 |
4 |
4 |
3 |
3 |
|
300 |
Нижняя |
— |
— |
7 |
6 |
6 |
5 |
5 |
5 |
4 |
3 |
3 |
|
400 |
Верхняя |
— |
— |
— |
— |
7 |
7 |
6 |
6 |
6 |
5 |
4 |
|
400 |
Нижняя |
— |
— |
— |
— |
8 |
8 |
7 |
6 |
6 |
5 |
4 |
|
500 |
Верхняя |
— |
— |
— |
— |
9 |
9 |
8 |
8 |
7 |
6 |
6 |
|
500 |
Нижняя |
— |
— |
— |
— |
10 |
10 |
9 |
8 |
7 |
6 |
6 |
При
расположении нижней арматуры более чем в два ряда по высоте сечения расстояния
между стержнями третьего и последующего рядов принимают не менее 50 мм (рис.
3.4).
Рисунок 3.4 — Расположение
продольной арматуры в поперечном сечении балки
а
— сварной; б — вязаной
В стесненных
условиях стержни можно размещать попарно без зазоров.
Расстояние в
свету между стержнями периодического профиля назначают по номинальному диаметру
без учета выступов и ребер.
Нижнюю
арматуру, которая доводится до крайних свободных опор балок, следует заводить
за грань опоры на длину анкеровки, определенной по формуле (12).
Часть стержней
пролетной сварной арматуры сверх тех, которые следует довести до опоры, нужно
обрывать в пролете; стержни пролетной вязаной арматуры при их числе более двух
и двухсрезных хомутах или более четырех и четырехсрезных хомутах можно отгибать
на опоры.
Длину
приопорного участка балки, на котором размешают отгибы, места обрывов и отгибов
стержней определяют расчетом.
При
конструировании отгибов следует выполнять требования:
а) расстояние
от грани опоры (колонны, прогона) до начала отгиба должно быть не более 5 см;
б) начало
отгиба в растянутой зоне должно отстоять от нормального к оси элемента сечения,
в котором отгибаемый стержень полностью используется по моменту, не менее чем
на h0/2, а конец отгиба должен быть расположен не ближе
того сечения, в котором отгиб не требуется по эпюре моментов (рис. 3.5).
Рисунок 3.5 — Положение отгибов, определяемое эпюрой
изгибающих моментов в балке
Применение
коротких стержней с одним наклонным участком и не связанных с обшей арматурой
(так называемых плавающих стержней) не допускается. При необходимости
допускается применение дополнительной арматуры на промежуточной опоре в виде
коротких стержней с двумя наклонными и двумя горизонтальными участками внизу
для обеспечения анкеровки.
в) радиус дуги,
по которой отгибается наклонный участок стержня, должен быть не менее 10d.
Угол наклона отгиба к продольной оси балки принимают обычно равным 45°. В
балках высотой более 800 мм и в балках-стенках угол наклона отгибов может быть
увеличен до 60°, а в низких балках и при сосредоточенных нагрузках — уменьшен
до 30°;
г) в балках
шириной 200 мм и менее в каждой плоскости можно отгибать по одному стержню. В
балках шириной 300-400 мм в первой от опоры плоскости следует отгибать не менее
двух стержней, а в последующих плоскостях можно отгибать и по одному. В балках
шириной более 400 мм в каждой плоскости должно отгибаться не менее двух
стержней;
д) отгибы
стержней желательно располагать симметрично относительно вертикальной оси
сечения балки, если же отгибается один стержень, размешать его следует как
можно ближе к указанной оси.
Отгибать
стержни, расположенные непосредственно у боковых граней балок, не рекомендуется. Стержни с отгибами располагают
на расстоянии не менее 2d от боковых граней балки;
е) расстояние
между наклонными участками стержней по длине балки определяют расчетом.
Нижняя
точка последнего отгиба (считая от опоры) при сосредоточенных нагрузках может
располагаться ближе к опорам, чем точка пересечения эпюры поперечных сил Q с эпюрой Qbsw,
на величину не более чем U (рис. 3.6,а); при равномерных нагрузках
нижняя точка последнего отгиба должна располагаться не ближе к опоре, чем точка
пересечения эпюры поперечных сил с эпюрой Qbsw (рис. 3.6,б).
Рисунок 3.6 — Положение отгибов, определяемое эпюрой
поперечных сил в балке
а — при действии на балку сосредоточенных
сил; б — при действии на балку равномерно распределенной нагрузки
Здесь Qbsw = Qb + Qsw
— расчетная предельная поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны Qb
и только вертикальными хомутами Qsw в невыгоднейшем наклонном
сечении [15];
U = (Rbbho2 )/Q; где Q —
расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержней (последнего от
грани опоры отгиба). Значения величины U/ho можно
назначать по таблице 3.4.
Таблица 3.4
|
Q/(bhoRb) |
1/3 |
1/4 |
1/5 |
1/6 |
1/7 |
1/8 |
1/9 |
1/10 |
|
U/ho |
0,3 |
0,4 |
0,5 |
0,6 |
0,7 |
0,8 |
0,9 |
1,0 |
Если
же в расчете не содержится каких-либо указаний о расположении плоскостей
отгибов, расстояние между ними принимают в соответствии с рисунком
3.2, конструирование отогнутых стержней производится в соответствии с
рисунком 3.7;
Рисунок 3.7 — Конструирование отогнутых стержней
ж) стержни,
отгибаемые из пролета в первой и второй плоскостях от промежуточной опоры,
заводят в смежный пролет.
Стержни,
отгибаемые в третьей и последующих плоскостях, разрешается, в случае отсутствия
в них надобности на опорных участках, обрывать в пролете (рис.
3.2).
Верхние концы
отогнутых стержней, которые не переводят через опору в смежный пролет, должны
заканчиваться прямыми участками длиной не менее 0,8lan, но не менее 20d в
растянутой зоне и 10d — в сжатой. Следует
избегать обрыва отогнутых стержней в растянутой зоне (внизу).
Вертикальные
проекции hinc, мм, наклонных участков
отгибаемых стержней, в зависимости от высоты сечения балки h и толщины
защитного слоя бетона аb, вычисляют по формулам:
hinc,1 = h — аb — а‘b;
hinc,2 = h — аb — а‘b — d2 —
20;
hinc,3 = h — аb — а‘b — d1 —
20;
hinc,4 = h — аb — а‘b — d1 — d2
— 40.
При
этом: для второстепенных балок аb = а’b; для главных
балок, к которым примыкают второстепенные с верхней арматурой диаметром до 20
мм, — а’b
= аb + 20 мм, а для главных балок, к которым примыкают второстепенные
с верхней арматурой диаметром более 20 мм, — а’b = аb + 30 мм.
Если d2
> 20 мм, или d1 > 20 мм, или (d1 + d2)
> 40 мм, то в последние три формулы подставляют соответственно d2
и d1 вместо 20 мм, или d1 + d2
вместо 40. Величины hinc вычисляют с точностью до 10
мм.
На крайних
опорах многопролетных балок, при монолитном их соединении с железобетонными
прогонами (обвязочными балками), должна быть предусмотрена верхняя арматура
сечением не менее 1/4 сечения пролетной арматуры в
примыкающем пролете.
Верхняя
арматура должна быть заведена на длину не менее 1/6 l от
внутренней грани прогона (l — пролет балки в свету) (рис.
3.2,a).
Верхняя
арматура должна быть заведена в прогон на длину lan (считая от грани прогона).
На крайних
опорах балок, опирающихся на кирпичные стены, для восприятия момента
защемления, как правило, достаточно верхней монтажной арматуры, которая
заводится за грань на lan.
Длина пролетных
сварных каркасов второстепенных балок назначается равной размеру пролета в
свету, а за грань крайних и промежуточных опор заводятся специальные стыковые
стержни. Так делается в случае опирания второстепенных балок на промежуточные и
крайние опоры в виде стоек, главных балок или прогонов. Эти стержни
устанавливаются на уровне стержней пролетной рабочей арматуры балок, число их
должно соответствовать количеству пролетных сеток, а диаметр быть не менее 10
мм и не менее половины диаметра рабочего стержня сетки. Общая площадь сечения
этих стержней, кроме того, должна быть не менее минимального процента
армирования сечения балки на опоре.
Стыковые
стержни периодического профиля заводятся за грань опоры в пролет не менее чем
на 15d (рис. 3.3,
в).
Если на опоре
нужна сжатая арматура, сечение стыковых стержней назначается по расчету и они
заводятся за грань опоры в пролет на длину стыка внахлестку для сжатых
стержней.
Стержни нижней
вязаной арматуры монолитных балок (рис.
3.2) в случаях, когда в опорных сечениях нижняя арматура по расчету не
требуется, рекомендуется заводить за грань промежуточной опоры не менее чем на
длину lan для растянутых стержней.
Если нижняя
арматура на промежуточной опоре учитывается в расчете как сжатая или
растянутая, то стык стержней смежных пролетов осуществляется в соответствии с
указаниями по устройству стыков арматуры внахлестку без сварки, при этом в
одном сечении могут осуществляться стыки всех доведенных до опоры стержней.
При действии на
балку временной равномерно распределенной нагрузки, не превышающей утроенной
постоянной, можно половину (по площади) верхних стержней заводить за грань
опоры в смежный пролет на 1/3 пролета в свету, а половину
— на 1/4 (рис.
3.2, 3.3).
В балках с
разными пролетами, отличающимися друг от друга не более чем на 20 %, места
обрыва стержней во всех пролетах принимают одинаковыми (по большему пролету), а
при различии в пролетах более 20 % стержни в меньший пролет заводят на длину,
определяемую по смежному (большому) пролету. Если же малый пролет находится
между двумя большими, из смежных пролетов протягивают через весь меньший пролет
поверху два стержня, даже если они не требуются по расчету.
Армирование
опор главных бачок монолитных перекрытий сварными сетками показано на рисунке
3.8.
Рисунок 3.8 — Армирование опор монолитных главных балок
сварными сетками
а — средних; б — крайних: 1, 2
— сетки соответственно опорная и пролетная; t1 — по расчету, но не
менее (1/3)l, t2
— по расчету, но не менее (1/4)l
Схема
армирования отдельными стержнями аналогична схеме армирования второстепенных
балок (см. рис.
3.2).
У боковых
граней балок при высоте их поперечного сечения более 700 мм ставят
конструктивные продольные стержни с расстоянием между ними по высоте не более
400 мм и площадью поперечного сечения
Asc.1
≥ 0,001b‘h‘
где h‘ — расстояние между стержнями;
b‘ = 0,5d, но не более 200 мм
(рис. 3.9).
Рисунок 3.9 — Размещение конструктивных стержней по
высоте боковых граней балок при каркасах
а — вязаных; б —
сварных; 1, 2 — продольная арматура соответственно рабочая и
монтажная; 3 — шпильки; 4 — продольный конструктивный стержень
площадью поперечного сечения Asc.1
Эти стержни
должны соединяться шпильками диаметром 6-8 мм из арматуры классов A-I, А400,
А500 или В400, В500 с шагом 500 мм по длине балки. Вместе с поперечной
арматурой такие стержни сдерживают раскрытие наклонных трещин на боковых гранях
балок.
В балках и
ребрах высотой более 150 мм следует устанавливать вертикальную поперечную
арматуру. В балках и ребрах высотой 150 мм и меньше поперечную арматуру можно
не ставить. Ее допускается не ставить у граней тонких ребер и балок шириной 150
мм и меньше, если по ширине их располагаются один продольный стержень или одна
сварная сетка. При этом должно соблюдаться условие (3.65) Пособия [15].
Диаметр
поперечных стержней в сварных сетках и каркасах определяется расчетом с учетом
условий сварки (табл. 3.5).
Таблица 3.5
|
Диаметр стержня одного |
3-12 |
14; |
18; |
22 |
25-32 |
36; |
|
Наименьший допустимый диаметр |
2 |
4 |
5 |
6 |
8 |
10 |
Конструктивные
требования к поперечному армированию балок приведены в таблице
9 и на рисунке 3.10.
Рисунок 3.10 — Расположение поперечной арматуры в балках,
не имеющих отгибов
а, б — при высоте сечения балки
соответственно до 450 и более 450 мм
Длина
приопорного участка lsup при равномерной нагрузке
принимается равной 1/4 пролета, а при сосредоточенных
нагрузках — расстоянию от опоры до ближайшего груза, но не менее 1/4
пролета.
Расстояние
между поперечными стержнями (хомутами) в балках со сжатой продольной арматурой,
учитываемой в расчете, рекомендуется принимать по табл. 2.2.
В вязаных
каркасах средних балок монолитных ребристых перекрытий при временных нагрузках
на перекрытие, не превышающих 30 кПа, ставят открытые хомуты; в отдельных
балках прямоугольного или таврового сечения, в крайних балках монолитных
ребристых перекрытий, в балках с расчетной сжатой арматурой, а также в средних
балках монолитных ребристых перекрытий, рассчитанных на временную нагрузку
более 30 кПа, — замкнутые.
В вязаных
каркасах хомуты следует конструировать таким образом, чтобы в местах их
перегиба, а также загиба концевых крюков (при отсутствии перепуска концов)
обязательно располагались продольные стержни. Каждый хомут должен охватывать в
одном ряду не более пяти растянутых стержней и не более трех
сжатых. При большем числе стержней в одном ряду, а также при ширине балки 350
мм и более рекомендуется переходить на четырех— или многосрезные
хомуты (рис. 3.1).
При
монолитных конструкциях в местах пересечения балки с колонной или с прогоном первый
хомут или поперечный стержень располагают в пролете на расстоянии 50 мм от
грани опоры.
При опирании
монолитных балок на кирпичную кладку на крайней опоре первый хомут или
поперечный стержень устанавливают у торца балки (с необходимым защитным слоем),
а в пределах средних опор установку поперечной арматуры продолжают с шагом,
принятым для пролета балки.
Дополнительные указания по
армированию балок
Примеры
армирования балок, работающих на изгиб с кручением, приведены на рисунках 3.11
и 3.12.
Рисунок 3.11 —
Армирование балок, работающих на
изгиб с кручением
а — вязаной арматурой; б — сварным швом
Рисунок 3.12 —
Армирование балок сложного
поперечного сечения
1, 2 — замкнутые хомуты соответственно ребра и полки
В балках,
работающих на изгиб с кручением, вязаные хомуты должны быть замкнутыми с
перепуском их концов на 30d, где d — диаметр
хомута, а при сварных каркасах все поперечные стержни обоих направлений должны
быть приварены точечной сваркой к угловым продольным стержням, образуя
замкнутый контур.
При
отсутствии сварочных клешей плоские сварные сетки соединяют при помощи скоб
посредством дуговой сварки их с поперечными стержнями.
В балках
сложного поперечного сечения (тавровых, двутавровых), работающих на изгиб с
кручением, все составляющие части сечения (ребра, полки) должны иметь замкнутое
поперечное армирование в пределах каждой части (рис. 3.12).
Расстояния
между поперечными стержнями, расположенными у граней, нормальных к плоскости
изгиба, должны составлять не более ширины сечения элемента d; у
граней сжатых от изгиба, при Т ≤ 0,2M, где Т — крутящий
момент, M — изгибающий момент, расстояния между поперечными
стержнями допускается увеличивать, принимая их такими, как в сжатых элементах.
Приведенные
указания относятся, в частности, к крайним балкам, к которым второстепенные
балки или плиты примыкают лишь с одной стороны (обвязочные балки, балки у
температурных швов и т.п.), а также к средним балкам, для которых нагрузки,
передающиеся на балку от примыкающих к ней пролетов, различны (отличаются друг
от друга более чем в 2 раза).
Примеры
армирования балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок приведены на
рисунке 3.13.
Рисунок
3.13 — Дополнительное
армирование балок в местах приложения сосредоточенных нагрузок
а — сварными сетками; б — учащением
хомутов на участке h1 (количество по расчету); в —
подвесками
Площадь сечения
дополнительной арматуры определяют расчетом. Ее конструируют в виде сварных
сеток, отгибов, подвесок и учащенных хомутов. При этом их количество должно
быть не менее двух, вертикальных стержней в каждой сварной сетке — не менее
четырех Ø6 мм; отгибы или подвески назначают диаметром не менее 10 мм; в
верхней зоне предусматривают горизонтальный прямой участок отогнутых стержней
длиной не менее 0,8lап и не менее 20d.
Армирование монолитных
железобетонных плит
Монолитные
железобетонные плиты перекрытий могут быть полностью или частично опертыми по
контуру, со свободным опиранием или с защемлением на опорах. В практике
монолитного строительства достаточно часто встречаются плиты, защемленные по
одной кромке (консольные) и опертые в точках (углах), например плиты
безбалочных перекрытий.
По расчетной
схеме плиты подразделяют на балочные (однопролетные — разрезные, неразрезные —
многопролетные, консольные) и работающие в двух направлениях, которые могут
быть однопролетными (с шарнирным или нешарнирным опиранием по кромкам) или
многопролетными неразрезными.
Балочными плиты
считают в том случае, если усилия, действующие в одном направлении,
пренебрежительно малы по сравнению с усилиями, действующими в другом
направлении. К балочным плитам относят: прямоугольные равномерно нагруженные
плоские плиты, опертые по двум противоположным сторонам, а также плиты, опертые
по контуру либо защемленные по трем или четырем сторонам при соотношении сторон
(пролетов), большем определенного граничного значения. Граничное отношение
пролетов в нормативных документах ограничивают цифрами 2 или 3.
К работающим в
двух направлениях считают все не относящиеся к балочным плиты, в том числе
непрямоугольные в плане (круглые, кольцевые и др.), а также опертые в точках
(например, плиты безбалочных перекрытий). В безбалочных перекрытиях монолитных
зданий плита может опираться непосредственно на колонны как без уширений, так и
с уширениями, называемыми капителями. При пролетах до 6-8 м монолитные
перекрытия рекомендуется выполнять плоскими, при больших значениях — плоскими с
капителями или межколонными балками или стенами, ребристыми или пустотными. Для
зальных помещений пролетом 12-15 м рекомендуются кесонные, ребристые и
пустотные перекрытия при опирании по четырем сторонам на балки и стены.
При пролетах
более 7 м рекомендуется применение дополнительной предварительно напряженной
арматуры из высокопрочных канатов класса К-7 без сцепления с бетоном (раздел
1.4).
При выборе
конструктивного решения опирания плиты на колонны без капителей необходимо
предусмотреть усиление дополнительным армированием этих участков плиты с целью
исключения ее продавливания при эксплуатационных нагрузках.
Толщину
балочных плит монолитных перекрытий с отношением сторон l2: l1 > 2 следует принимать не
менее, мм:
Для
междуэтажных перекрытий жилых
и общественных
зданий 70
Для
междуэтажных перекрытий
производственных
зданий 80
Для
покрытий 60
Под
проездами 100
Для
плит из легкого бетона
классов В7.5 и
ниже во всех случаях
70
Толщина
железобетонной плиты кесонных часторебристых перекрытий должна быть не менее
25-30 мм.
Толщину монолитных
плит h, мм, рекомендуется принимать 40, 50, 60, 70, 80, 100, 120, 140,
160, 180, 200, 250, 300, далее кратно 100.
Минимальная
толщина бетонного защитного слоя для рабочей арматуры плит, находящихся в
обычных условиях эксплуатации, 20 мм.
Минимальная
толщина плит в зависимости от пролета ориентировочно может быть принята по
таблице 3.6.
Таблица 3.6
Минимальная
толщина плит
|
Типы плит и характер опирания |
Вид бетона |
|
|
тяжелый |
легкий |
|
|
Балочные: |
||
|
при свободном опирании |
(1/35)l |
(1/30)l |
|
при упругой заделке |
(1/45)l |
(1/35)l |
|
Работающие в двух направлениях: |
||
|
опертые по контуру при свободном |
(1/45)l1* |
(1/38)l1 |
|
то же, при упругой заделке |
(1/50)l1 |
(1/42)l1 |
|
кессонные часторебристые перекрытия |
(1/30)l1 |
(1/25)l1 |
|
то же, при упругой заделке по |
(1/35)l1 |
(1/30)l1 |
|
плиты безбалочных перекрытий при |
(1/35)/2 |
(1/30)l2 |
|
то же, без капителей — но не |
(1/32)l2 |
(1/27)l2 |
|
* l1 и l2 — меньший и больший пролеты плит. |
Толщину
неразрезных или однопролетных плит, монолитно связанных с железобетонными
балками, принимают как при упругой заделке, а толщину плит, опертых на стены, —
как при свободном опирании.
Монолитные
железобетонные плиты армируют вязаной арматурой и стандартными сварными
сетками.
Диаметр рабочих
стержней сварной арматуры рекомендуется принимать не менее 3, а вязаной — не
менее 6 (5,5) мм.
При толщине
плиты h < 150 мм расстояния между осями стержней рабочей арматуры в
средней части пролета плиты (внизу) и над опорой (вверху многопролетных плит)
должны быть не более 200 мм, при h > 150 мм — не более 1,5h и
400 мм.
Расстояния
между рабочими стержнями, доводимыми до опоры плиты, не должны превышать 400
мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна составлять
не менее 1/3 площади сечения стержней в пролете,
определенной расчетом по наибольшему изгибающему моменту.
Площадь сечения
рабочей арматуры плит должна быть не менее указанной в таблице 3.7.
Таблица 3.7
Площадь поперечного сечения арматуры на 1 м ширины плиты, см2
|
Шаг |
Диаметр |
||||||||||||
|
3 |
4 |
5 |
6 |
8 |
10 |
12 |
14 |
16 |
18 |
20 |
22 |
25 |
|
|
100 |
0,71 |
1,26 |
1,96 |
2,83 |
5,03 |
7,85 |
11,31 |
15,39 |
20,11 |
25,45 |
31,42 |
38,01 |
49,09 |
|
125 |
0,57 |
1,01 |
1,57 |
2,26 |
4,02 |
6,28 |
9,05 |
12,31 |
16,08 |
20,36 |
25,13 |
30,41 |
39,27 |
|
150 |
0,47 |
0,84 |
1,31 |
1,84 |
3,35 |
5,23 |
7,54 |
10,26 |
13,4 |
16,96 |
20,94 |
25,33 |
32,72 |
|
200 |
0,35 |
0,63 |
0,98 |
1,41 |
2,51 |
3,93 |
5.65 |
7,69 |
10,05 |
12,72 |
19,71 |
19,00 |
24,54 |
|
250 |
0,28 |
0,50 |
0,79 |
1,13 |
2,01 |
3,14 |
4.52 |
6,16 |
8,04 |
10,18 |
12,56 |
15,20 |
19,64 |
|
300 |
0,23 |
0,42 |
0,65 |
0,94 |
1,68 |
2,61 |
3,77 |
5,13 |
6,70 |
8,48 |
10,47 |
12,66 |
16,36 |
|
350 |
0,20 |
0,36 |
0,56 |
0,81 |
1,44 |
2,24 |
3,23 |
4,44 |
5,74 |
7,27 |
8,97 |
10,86 |
14,00 |
|
400 |
0,18 |
0,32 |
0,40 |
0,71 |
1,25 |
1,96 |
2,82 |
3,50 |
5,02 |
6,36 |
7,86 |
9,50 |
12,49 |
Диаметр
и шаг стержней этой арматуры можно подбирать по этой же таблице.
При армировании
плит, работающих в двух направлениях, отношение Аs2/Аs1
между площадями сечения нижних арматур, укладываемых на 1 м ширины плиты (Аs1
— площадь стержней, располагаемых параллельно короткой стороне), рекомендуется
принимать по таблице 3.8, в зависимости от отношений пролетов плиты l2/l1
Таблица
3.8
Отношение площадей сечений нижней арматуры для плиты, работающей в двух
направлениях
|
l2/l1 |
Аs2/Аs1 |
l2/l1 |
Аs2/Аs1 |
|
1,0 |
1-0,8 |
1,6 |
0,5-0,3 |
|
1,1 |
0,9-0,7 |
1,7 |
0,45-0,25 |
|
1,2 |
0,8-0,6 |
1,8 |
0,4-0,2 |
|
1,3 |
0,7-0,5 |
1,9 |
0,35-0,2 |
|
1,4 |
0,6-0,4 |
2,0 |
0,2-0,15 |
|
1,5 |
0,65-0,35 |
Площадь
сечения распределительной арматуры в балочных плитах должна составить не менее
10 % площади сечения рабочей арматуры в месте наибольшего изгибающего момента.
Диаметр и шаг стержней этой арматуры в зависимости от диаметра и шага стержней
рабочей арматуры можно применять по таблице 3.9.
Таблица
3.9
Диаметр
и шаг стержней распределительной арматуры балочных плит, мм
|
Диаметр |
Шаг стержней рабочей |
|||||
|
100 |
125 |
150 |
200 |
250 |
300 |
|
|
3-4 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
3 400 |
|
5 |
3 350 |
3 350 |
3 350 |
3 350 |
3 400 |
3 400 |
|
6(5,5) |
4 350 |
4 350 |
3 350 |
3 350 |
3 400 |
3 400 |
|
8(7;7,5) |
5 350 |
5 350 |
4 350 |
4 350 |
3 350 |
3 400 |
|
10(9) |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
5 350 |
5 350 |
5 350 |
5 350 |
|
12(11) |
6(5,5) 250 |
6(5,5) 300 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
|
14 |
8(7,5) 300 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
6(5,5) 300 |
6(5,5) 350 |
6(5,5) 350 |
|
16 |
8(7,5) 250 |
8(7,5) 300 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
|
18 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
8(7,5) 350 |
|
20 |
10(9) 200 |
10(9) 250 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
|
22 |
12(11) 250 |
12(11) 300 |
10(9) 300 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
10(9) 350 |
|
25 |
14 300 |
10(9) 200 |
8(7,5) 150 |
8(7,5) 200 |
8(7,5) 250 |
8(7,5) 300 |
|
Примечание. Над чертой указан диаметр |
Рабочую
арматуру в направлении меньшего пролета располагают ниже арматуры, идущей в
направлении большего пролета. В соответствии с таким расположением арматуры
рабочая высота сечения плиты для каждого направления различна и будет
отличаться на размер диаметра арматуры.
При армировании
сварными сетками сплошных балочных плит толщиной 120 мм и более при содержании
растянутой рабочей арматуры до 1,5 % расстояние между стержнями
распределительной арматуры допускается увеличивать до 600 мм.
Балочные
монолитные плиты, армированные сварными сетками, конструируют в соответствии с
рисунками 3.14, 3.15.
Рисунок 3.14 — Схема
армирования монолитных балочных плит сварными сетками
а — продольная арматура в виде цельных сварных сеток с поперечными рабочими
стержнями; б — то же, в виде узких сварных сеток с продольными рабочими
стержнями: в — план надопорной арматуры
Рисунок 3.15 — Армирование
опор плит сварными сетками (разрезы в рабочем направлении)
а, в — крайние опоры плиты,
соответственно монолитно связанной с железобетонной балкой, стеной и в
кирпичной стене; б, г — средние опоры плиты, монолитно
связанной с железобетонной балкой, стеной и с надопорной арматурой
соответственно из двух раздвинутых сеток и из одной сетки
Пролетную
арматуру плит шириной до 3 м и длиной до 6 м конструируют в виде плоской
цельной сварной сетки, поперечные стержни которой — рабочая арматура плиты
(рис. 3.14,а).
При диаметре
рабочей арматуры более 10 мм плиты можно армировать плоскими узкими сварными
унифицированными сетками. Их длина должна соответствовать ширине плиты, которая
может быть и более 3 м.
Продольные
стержни сеток выполняют роль рабочей арматуры, поперечные — распределительной,
стыкуемой в плите внахлестку без сварки.
Надопорную
арматуру неразрезных плит конструируют в соответствии с рисункам 3.15,б
в виде двух с подвижкой сеток или одной сетки (рис. 3.15,г) с
поперечными рабочими стержнями, укладываемыми вдоль опор. Надопорные сетки
могут быть рулонными.
Многопролетные
балочные монолитные плиты толщиной до 100 мм с рабочей арматурой средних
пролетов и опор до 7 мм рекомендуется армировать сварными рулонными типовыми
сетками с продольной рабочей арматурой в соответствии с рисунком 3.16.
Рисунок 3.16 — Непрерывное армирование монолитных неразрезных плит сварными
рулонными сетками
а — план и разрезы плиты, опертой на железобетонные балки; б —
деталь опирания плиты на кирпичную стену
Рулоны при этом
раскатывают поперек второстепенных балок, а поперечные стержни сеток,
являющиеся распределительной арматурой плиты, стыкуют внахлестку без сварки. В
крайних пролетах и на первых промежуточных опорах, где обычно требуется
дополнительная арматура, на основную сетку укладывают дополнительную (рис.
3.16), которая заводится за грань первой промежуточной опоры во второй пролет
на 1/4 пролета плиты. Вместо дополнительной сетки можно
укладывать отдельные стержни, привязывая их к основной сетке.
Плиты,
работающие в двух направлениях, также рекомендуется армировать сварными
сетками. При этом плиты, имеющие размеры не более 6×3 м, можно армировать
в пролете одной цельной сварной сеткой с рабочей арматурой в обоих
направлениях. С целью экономии арматуры рекомендуется использование сварных
сеток с переменным армированием в двух направлениях в соответствии с эпюрой
моментов или же использование разноразмерных сеток, накладываемых друг на друга
в зоне максимальных изгибаемых моментов (рис. 3.17). Ширину крайней полосы le определяют расчетом.
Рисунок 3.17 —
Схема армирования пролета плиты,
опертой по контуру, цельными сварными сетками
1 — основной; 2 — дополнительной
В случае
армирования плиты узкими сварными унифицированными сетками с продольной
арматурой их укладывают в пролете в два слоя во взаимно перпендикулярных
направлениях (рис. 3.18,б). При этом сетки, укладываемые вдоль меньшего
пролета плиты, должны быть снизу. Монтажные стержни сеток каждого слоя кладут
впритык и не стыкуют, причем в сетках нижнего слоя они должны быть под рабочей
арматурой в ее защитном слое, а в сетках верхнего слоя — сверху.
Надопорную
арматуру, работающую в двух направлениях неразрезных многопролетных плит (рис.
3.18,б) с плоскими сетками в пролетах, конструируют так же, как
надопорную арматуру балочных плит (рис. 3.15).
Рисунок 3.18 — Схема армирования
плиты, опертой по контуру, сетками
а — узкими сварными пролетными; б
— надопорными
Работающие в
двух направлениях многопролетные неразрезные плиты с рабочей арматурой
диаметром до 7 мм можно армировать типовыми рулонными сетками с продольными
рабочими стержнями (рис. 3.19). Для этого плиту разбивают в каждом направлении
на три полосы: две крайние по 1/4 меньшего пролета и
среднюю. Рулоны в пролетах укладывают в два слоя, раскатываемых во взаимно
перпендикулярных направлениях только по средним полосам плит (рис. 3.19,а).
Надопорную арматуру углов плиты в этом случае можно конструировать в виде
квадратных плоских сеток с рабочими стержнями в обоих направлениях. Эти сетки
укладывают на пересечении ребер (балок) плит, причем стержни могут быть
параллельными ребрам (балкам) или укладываться под углом 45° к ним (рис. 3.19,б).
Рисунок 3.19 — Схема
армирования плиты, опертой по контуру, сварными рулонными сетками
а
— пролетная и средняя надопорная арматура; б — надопорная
арматура углов плиты
Армирование
сварными сетками безбалочных перекрытий с точечным опиранием плит на колонны
можно производить по аналогии с описанными выше. В этом случае обычно возникает
необходимость в дополнительном армировании по осям колонн и в местах опирания
на них плит перекрытий отдельными стержнями или плоскими вертикальными
каркасами. Необходимость дополнительного армирования и его количество
определяются расчетом (рис. 3.20).
Рисунок 3.20 — Пример усиления армирования безбалочного
плитного перекрытия каркасами
К-1 — пролетный каркас; К-2 — надопорный
каркас
Вязаную
арматуру монолитных плит толщиной 120 мм и меньше проектируют в соответствии с
рисунками 3.21, 3.22, 3.23, 3.24, 3.25 с доведением всех пролетных нижних
стержней до опор.
Рисунок 3.21 — Раздельное армирование монолитных балочных
плит отдельными стержнями (вязаной арматурой)
1, 3 — надопорная
арматура в направлениях соответственно рабочем и нерабочем; 2 —
пролетная арматура в рабочем направлении
Рисунок 3.22 — Непрерывное армирование монолитных
плит отдельными стержнями (вязаной арматурой)
а
— средняя опора многопролетной плиты — железобетонная балка: б —
то же, стальная балка; в — крайняя опора — железобетонная
балка; г — то же, кирпичная кладка; 1 — отгибы; 2
— дополнительная надопорная арматура (ставится, если недостаточно
отогнутых стержней); 3 — пролетная арматура
Рисунок 3.23 — Раздельное армирование крайних опор
монолитной плиты отдельными стержнями в рабочем направлении
а
— монолитно связанной с железобетонной балкой; б — защемленной в кирпичной
кладке; в — свободно лежащей на стальной балке; г — то же, на
кирпичной стене; д — консольно опирающейся на стальную балку; 1 —
пролетная рабочая арматура As,sp диаметром d; 2
— опорная арматура (по расчету, но не менее 0,5As,sp); 3
— распределительная арматура; 4 — арматура железобетонной балки; 5
— опорная арматура не менее (1/3)As,sp
и не менее 5Ø6A-I на 1 м; 6 — стержень Ø6 мм,
устанавливаемый с шагом 1000 мм и обеспечивающий совместную работу плиты со
стальной балкой (по расчету обычно не требуется); 7 — сварка
Рисунок 3.24 — Раздельное армирование крайних опор монолитной плиты
отдельными стержнями в нерабочем направлении
а
— свободно лежащей на стальной балке; б — консольно
опирающейся на стальную балку; в — монолитно связанной с железобетонной
балкой; г — защемленной в кирпичной стене; д — примыкающей к
стене без опирания; 1 — пролетная рабочая арматура As,sp диаметром d, 2 — распределительная арматура; 3
— опорная арматура по расчету, но не менее (1/3)As,sp;
4 — арматура железобетонных балок: 5 — опорная арматура
Рисунок 3.25 — Армирование средних опор монолитной плиты
отдельными стержнями
а — монолитно связанной с
железобетонной балкой в рабочем направлении; б — свободно лежащей на
стальной балке в рабочем направлении; в — монолитно связанной с
железобетонной балкой в нерабочем направлении; 1 — пролетная рабочая
арматура As,sp диаметром d; 2 — распределительная
арматура; 3 — опорная арматура по расчету, но не менее (1/3)As,sp; 4 — арматура
железобетонной балки; 5 — сварка
При так
называемом раздельном армировании над опорами устанавливают свою арматуру.
Нижние пролетные рабочие стержни неразрезных плит рекомендуется конструировать
сквозными, пропуская их через несколько опор; в крайних пролетах, если это
требуется по расчету, устанавливают дополнительные стержни.
Надопорную
арматуру в нерабочем направлении предусматривают конструктивно в количестве не
менее 1/3 сечения рабочей арматуры в пролете.
В плитах
толщиной более 120 мм часть пролетных стержней (в целях экономии арматуры) рекомендуется
переводить на опоры (так называемое непрерывное армирование) (рис.
3.22). В плитах толщиной до 150 мм стержни отгибают под углом 30°, 160 мм и
более — под углом 45°. Отгибы конструируют в соответствии с рисунком
3.22.
Армирование
опор монолитных плит отдельными стержнями при разных опорных условиях показано
на рисунках 3.23, 3.24, 3.25.
Вязаную
арматуру плит, работающих в двух направлениях, конструируют так же, как и в
балочных плитах. С целью экономии арматуры плиту рекомендуется разбивать в
каждом направлении на три полосы: две крайние шириной 1/4
меньшего пролета и среднюю. В крайних полосах площадь сечения арматуры, против
параллельной им третьей полосы, может быть уменьшена вдвое, но при этом на 1 м
ширины плиты должно приходиться не менее трех стержней. Стержни в направлении
короткой стороны укладываются внизу. Надопорную рабочую арматуру устанавливают
по всей длине каждой стороны плиты равномерно.
На крайних
свободных опорах плит, монолитно связанных с железобетонными прогонами
(обвязочными балками), надопорную расчетную арматуру заделывают в прогон на
глубину lап. На крайних свободных опорах плит пролетную
арматуру заводят за грань опоры не менее 5ds при выполнении
условия Q ≤ 0,5Rbtbh0.
Консольные
плиты при
вылете консоли до одного метра принимают постоянной толщины. При вылете более 1
м толщина сечения плиты в месте заделки определяется расчетом, а на свободном
конце должна быть не менее 50 мм.
Консольные
плиты армируют, как правило, только верхней арматурой. Консоли, являющиеся
частью одно- и многопролетной плиты, армируют вместе с плитой и той же
арматурой — сетками или отдельными стержнями.
При
армировании консольных плит с вылетом более 1000 мм допускается половину
рабочих стержней обрывать на половине вылета консоли.
Толстые
монолитные плиты, например фундаментные, рекомендуется армировать объемными
армоблоками, собираемыми из плоских сварных каркасов и сеток. Их следует
устанавливать с разрывом, равным ширине армоблока, а в зазор помещать
горизонтальные сварные сетки по верхнему и нижнему уровням блоков. При этом
необходимо обеспечивать жесткость армирования путем установки дополнительных
связей жесткости, например крестовых, из арматуры, уголка и т.п.
Дополнительные указания по
армированию стен и плит
Армирование в местах
отверстий
Отверстия
значительных размеров (более или равные 300 мм) в монолитных железобетонных
стенах и плитах должны окаймляться дополнительной арматурой сечением не менее
сечения рабочей арматуры (того же направления), которая требуется по расчету
плиты как сплошной (рис. 3.26,a).
Отверстия до
300 мм специальными стержнями не окаймляют.
Вязаная рабочая
и распределительная арматура вокруг таких отверстий сгущается — два крайних
стержня ставятся с промежутком 50 мм (рис. 3.26,б).
Рисунок 3.26 — Армирование плит в местах отверстий
а, б — отверстия соответственно более 300 и до 300 мм (при
рабочей и распределительной вязаной арматуре); 1 — стержни арматуры
плиты: 2 — специальные стержни арматуры, окаймляющие отверстие
При армировании
сварными сетками отверстия до 300 мм в арматуре рекомендуется вырезать по
месту, при этом разрезанные стержни целесообразно отгибать в тело плиты.
ПРИЛОЖЕНИЕ
2
ПРИМЕРЫ АРМИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ
ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ ИЗ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
Раздел 1
Фундаменты
Рисунок 2.1 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Опалубка, схема расположения выпусков
___________
*Номер позиции из таблицы спецификации арматуры.
Рисунок
2.2 — Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Нижнее армирование
Рисунок
2.3 —
Фрагмент фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Верхнее армирование
Рисунок 2.4 — Фрагменты расположения выпусков арматуры под несущие стены
(см. рис.
2.1)
Рисунок
2.5 —
Армирование фундаментной плиты здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Разрез 1 — 1, каркас К-1 (см. рис.
2.1)
Рисунок 2.6 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Опалубка
Рисунок 2.7 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной
конструктивной схемы. Разрез 1 — 1 (см. рис. 2.6)
Рисунок
2.8 — Фрагмент фундаментной плиты здания
каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование
Рисунок 2.9 — Фрагмент фундаментной плиты
здания каркасной конструктивной схемы. Верхнее армирование
Рисунок 2.10 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Расположение каркасов, выпусков из плиты
Рисунок
2.11
— Каркасы фундаментной
плиты под колонны цокольного этажа (см. рис. 2.10)
Рисунок
2.12
— Армирование
фундаментной плиты здания каркасной схемы. Разрез 3-3 (см. рис.
2.9). Расположение выпусков под колонны с учетом изменения сечения по
высоте
Рисунок
2.13
— Детали арматурных выпусков под колонны цокольного этажа (см. рис.
2.10)
Рисунок
2.14
— Детали арматурных выпусков из фундаментной плиты под колонны
цокольного этажа (см. рис.
2.10)
Рисунок 2.15 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Нижнее армирование, первый слой
Рисунок 2.16 —
Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее
армирование, второй слой
Рисунок
2.17 — Фрагмент фундаментной
плиты здания каркасной конструктивной схемы. Нижнее армирование, третий слой
Рисунок
2.18 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Верхнее армирование, первый слой
Рисунок
2.19
— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы.
Верхнее армирование, второй слой
Рисунок 2.20 — Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной
схемы. Поперечное армирование
Рисунок
2.21
— Фрагмент фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы.
Выпуски
Рисунок
2.22
— Примеры расположения
выпусков из фундаментной плиты под колонны
Рисунок
2.23
— Узлы армирования
фундаментной плиты здания каркасной конструктивной схемы (см. рис. 2.15÷2.20)
Рисунок
2.24
— Фрагмент фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и
ленточных фундаментов. Опалубка
Рисунок
2.25
— Элементы фундаментной
плиты со свайным основанием, армирование ленточных фундаментов. Разрезы 1 —
1…3-3 (опалубка). Узел 1 (см. рис.
2.4)
Рисунок
2.26
— Армирование
фундаментной плиты со свайным основанием, столбчатых и ленточных фундаментов.
Разрезы 1-1…3-3
Рисунок
2.27 — Пример устройства молниезащиты в фундаментной плите
Соединение полосы 40×4 с токоотводом и
скобой Г — 1 выполнять ручной дуговой сваркой по ГОСТ 14098-85.
Примечания
1. Токоотводы Т1-Т8.
П1-П6 выполняются из полосы 40×4 и устанавливаются в теле колонн и стен.
Стыкование элементов полосы — 40×4 токоотводов выполняется с помощью
нахлесточного соединения длиной 50 мм и приварки двойными торцевыми швами
длиной 40 мм (bш =
6 мм).
Токоотводы Т1-Т8 соединяются в
кровле с молниеприемником, а также с полосой — 40×4, проложенной по
контуру фундаментной плиты в уровне нижней и верхней арматуры.
2. В качестве
заземлителя используется полоса — 40×4 по замкнутому контуру в уровне
нижней и верхней арматуры фундаментной плиты (верхний и нижний уровень полосы —
40×4 соединяется скобой (Г-6) в точках Т1-Т8. П1-П6).
Условные обозначения
|
|
— полоса — 40×4. проложенная по замкнутому контуру |
|
|
— места опусков токоотводов (полоса — 40×4), |
|
|
— места опусков токоотводов (полоса — 40×4), соединяющие |
Рисунок
2.28
— Пример устройства молниезашиты в фундаментной плите. Разрез 1 — 1
Раздел 2.
Вертикальные конструкции цокольного этажа
Рисунок 2.29 — Схема расположения стен цокольного этажа здания конструктивной
схемы с несущими стенами
Спецификация к схеме
расположения стен нижнего технического этажа
|
№ п.п. |
Обозначение |
Наименование |
Количество, шт. |
Масса единицы, кг |
Масса общая, кг |
|
Бетон В25, м2 |
130 |
||||
|
ТУ |
Ø12А500СП Lп.м = 6500 |
5772 |
|||
|
1 |
Ø16А500СП L = 3970 |
2620 |
6,3 |
16506 |
|
|
2 |
Ø16А500СП L = 3350 |
1270 |
5,3 |
6730 |
|
|
3 |
Ø12 А500 СП L = 1050 |
750 |
1,0 |
750 |
|
|
4 |
Ø12 А500 СП L = 1000 |
180 |
0,9 |
162 |
|
|
5 |
Ø12 А500 СП L = 1170 |
630 |
1,1 |
690 |
|
|
6 |
ГОСТ 5781-82 |
Ø6 A-I L = 280 |
3000 |
0,1 |
300 |
|
7 |
Ø16 А500СП L = 2540 |
70 |
4,6 |
322 |
|
|
8 |
Ø12 А500СП L = 1000 |
180 |
0,9 |
162 |
Рисунок 2.30 —
Армирование стен цокольного
этажа. Разрезы 1 — 1…3-3 (см. рис. 2.29) Б — узел опирания подземных стен гаража
выше глубины промерзания грунта
опалубка
Рисунок
2.31
— Пример развертки стены цокольного этажа с дверными проемами по оси «6» в осях «Л» — «Р»
Рисунок
2.32
— Пример развертки стены
цокольного этажа с технологическими отверстиями по оси «11» в осях «Е»-«В»
Рисунок
2.33 — Узлы армирования
стен цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами (см. рис.
2.29, зеркально)
Рисунок 2.34 — Армирование стен
жесткости цокольного лажа (см. рис.
2.15)
Рисунок
2.35
— Армирование колони
цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы
Рисунок
2,36 — Армирование
пилона цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы (см. рис.
2.6)
Раздел 3
Перекрытия цокольного этажа
Рисунок
2.37
— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.1). Опалубка
Рисунок
2.38
— Фрагмент перекрытия цокольного этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами. Нижнее армирование
Рисунок
2.39
— Фрагмент армирования перекрытия цокольного этажа здания конструктивной
схемы с несущими стенами (см. рис. 2.38)
Рисунок
2.40
— Фрагмент перекрытия
цокольного этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами. Верхнее
армирование
Рисунок
2.41
— Армирование плиты
перекрытия цокольного этажа. Разрезы 1 — 1, 2-2, 3-3 (см. рис. 2.40)
Рисунок 2.42 — Балочная плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной
схемы. Опалубка
Рисунок
2.43
— Балочная плита перекрытия
цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование
Рисунок
2.44
— Балочная плита
перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование
Рисунок
2.45 — Плита перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Опалубка
Рисунок 2.46 — Плита
перекрытия цокольного этажа здания каркасной схемы. Нижнее армирование
Рисунок
2.47
— Плита перекрытия
цокольного этажа здания каркасной схемы. Верхнее армирование
Рисунок
2.48
— Армирование плиты перекрытия цокольного этажа здания каркасной
конструктивной схемы. Разрезы 1 — 1, 3-3. 4-4 (см. рис. 2.47)
Рисунок
2.49
— Армирование плиты
перекрытия цокольного этажа здания каркасной конструктивной схемы. Схема
расположения каркасов под колонны (см. рис.
2.46)
Раздел
4 Вертикальные конструкции типового этажа
Рисунок
2.50
— Схема расположения стен типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами
Рисунок
2.51
— Узлы армирования стен типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами
Рисунок
2.52
— Армирование стен
типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами
Рисунок
2.53
— Вариант усиления дверного
проема и отверстий в стенах. Сечение а-а
Рисунок 2.54 — Схема расположения стен, колонн, пилонов типового этажа
здания каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.55
— Армирование стен, колонн,
пилонов типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок
2.56
— Армирование стен и
колонн лифтового узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок
2.57
— Армирование стен и
колонн лестничного узла типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы (см. рис.
2.54)
Рисунок 2.58 —
Варианты армирования монолитных
несущих стен здания. Сечения 1 — 1…4-4
Рисунок 2.59 — Варианты армирования колонн типового этажа
Рисунок 2.60 — Варианты армирования колонн типового этажа
Рисунок
2.61
— Пример армирования пилона здания. Разрезы 1 — 1…3-3
Рисунок 2.62 — Пример армирования стены, переходящей в пилон
Раздел
5 Перекрытия типового этажа
Рисунок
2.63
— Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Опалубка
Рисунок 2.64 — Фрагмент
плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Нижнее армирование
Рисунок 2.65 — Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Верхнее армирование
Рисунок 2.66 — Фрагмент
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок 2.67 — Фрагмент
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с
несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок
2.68 — Фрагменты
армирования плиты перекрытия типового этажа здания конструктивном схемы с несущими стенами (см. рис.
2.64; 2.65;
2.66)
Рисунок
2.69
— Армирования плиты
перекрытия типового этажа здания конструктивной схемы с несущими стенами.
Разрезы 1 — 1…7-7 (см. рис.
2.64; 2.65;
2.67)
Спецификация к схеме
армирования перекрытия типового этажа и плиты покрытия.
|
Марка поз. |
Обозначение |
Наименование |
кол., шт. |
Масса ед., кг |
Масса общ., кг |
Примечание |
|
100 |
ТУ |
Ø12 А500СП, п.м |
4300 |
3820 |
||
|
101 |
Ø16 А500СП, п.м |
400 |
630 |
|||
|
7 |
Ø12А500СП L = 950 |
70 |
0,85 |
60 |
||
|
8 |
Ø12 А500СП L = 320 |
320 |
1,8 |
570 |
||
|
10 |
Ø16А500СП L = 2100 |
50 |
3,3 |
165 |
Рисунок 2.70 —
Армирование плиты перекрытия типового этажа здания конструктивном схемы с
несущими стенами. Разрезы 8-8…12-12. Пример спецификации (см. рис.
2.64; 2.65)
Рисунок 2.71 — Схема расположения плиты перекрытия и балок типового этажа здания
каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.72
— Опалубка и варианты
армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы
(см. рис. 2.71)
Рисунок
2.73
— Опалубка и варианты армирования балок типового этажа здания каркасно-стеновой
конструктивной схемы (см. рис.
2.71)
Рисунок
2.74
— Фрагмент плиты перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой
конструктивной схемы. Совмещенный план нижнего и верхнего армирования
Рисунок
2.75
— Фрагмент плиты
перекрытия типового этажа здания каркасно-стеновой конструктивной схемы.
Дополнительное армирование обрамления отверстий
Рисунок 2.76 — Вариант контурного армирования железобетонной плиты здания
каркасно-стеновой конструктивной схемы
Рисунок
2.77 — Варианты
армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы. Разрезы 1 — 1…6-6 (см. рис. 2.76)
Рисунок
2.78 — Варианты
армирования контурных балок перекрытия здания каркасно-стеновой конструктивной
схемы. Разрезы 1-1..Л 1 — 11
(см. рис.
2.76)
Рисунок
2.79
— Фрагменты опалубки и армирования перекрытия типового этажа
Рисунок 2.80 — Узлы армирования перекрытия типового этажа
Рисунок
2.81
— Узлы армирования
перекрытия типового этажа. Пример армирования сварными каркасами (см. рис.
2.80)
Раздел 6
Балки
Рисунок 2.82 — Армирование балки перекрытия жилого здания каркасной
конструктивной схемы (см. рис
2.42)
Рисунок 2.83 — Фрагмент расположения системы балок здания каркасной
конструктивной схемы. Опалубка, армирование
Рисунок
2.84
— Армирование балки Б1
переходной части между отдельными зданиями. Разрезы 1-1, 2-2
Рисунок
2.85
— Армирование балки Б1 переходной
части между отдельными зданиями. Фрагменты 1, 2. Закладная деталь М-4
Рисунок
2.86
— Армирование балки
перекрытия гаража. Разрезы 1-1, 2-2
Рисунок 2.87 — Армирование балки пол
колонны пал проездами здания. Разрезы 1-1…3-3
Раздел
7 Лестницы, ограждения балконов
Рисунок
2.88
— Опалубка и армирование монолитной железобетонной эвакуационной
наружной лестницы
Рисунок
2.89 — Опалубка и
армирование типового лестничного узла здания
Рисунок
2.90
— Опалубка и армирование
монолитной железобетонной наружной лестницы
Рисунок 2.91 — Варианты конструкций ограждения балконов
Рисунок 2.92 — Варианты конструкций ограждения балконов
ПРИЛОЖЕНИЕ
3
ИНФОРМАЦИОННОЕ ПИСЬМО ГОССТРОЯ АП-4823/02
|
ФЕДЕРАЛЬНОЕ РУКОВОДИТЕЛЬ 119991. ГСП Москва, ул. |
Органы субъектов (по списку) |
О ПРИМЕНЕНИИ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЯХ АРМАТУРЫ КЛАССА А500СП
В порядке
информационного обеспечения участников строительства Росстрой сообщает
следующее.
Западно-Сибирский
металлургический комбинат (г. Новокузнецк) в 2006 г. приступил к выпуску
термомеханически упрочненной арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006 «Прокат арматурный класса А500СП с эффективным периодическим
профилем. Технические условия», разработанной НИИЖБ — филиалом ФГУП «НИЦ
«Строительство». Сортамент стержней от 10 до 28 мм, в дальнейшем — до 40 мм.
Механические свойства арматуры класса А500СП приведены в таблице.
|
Класс проката |
Условный предел текучести (σ0,2). |
Временное сопротивление (σв), |
Относительное удлинение (δ5), |
|
менее |
|||
|
А500СП |
500 |
600 |
14 |
Указанная
арматура для железобетонных конструкций изготавливается из стали марки Ст3 по ГОСТ 380-88 с
содержанием углерода не более 0,22 %.
Арматуру класса
А500СП следует применять в соответствии с разработанным Центром проектирования
и экспертизы НИИЖБ и выпущенным ФГУП «НИЦ «Строительство» стандартом
организации СТО
36554501-005-2006 «Применение арматуры класса А500СП в железобетонных
конструкциях», в котором предусмотрено использование ряда преимуществ нового
материала, дающих возможность снижения расхода металла в конструкциях.
Консультативную
помощь по эффективному применению арматуры класса А500СП по ТУ
14-1-5526-2006 можно получить в НИИЖБ — филиале ФГУП «НИЦ «Строительство»
по адресу: 2-я Институтская ул, д. 6, г. Москва, 109428.
Контактные
телефоны: 171-75-08, 174-74-75, 174-74-49, факс 174-75-09.
С.И. Круглик
10 СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННОЙ ЛИТЕРАТУРЫ
1.
Малатян С.А. Арматура железобетонных конструкций. — М.: «Воентехлит», 2000. —
С. 256.
2. Bond of reinforcement in concrete. State-of-art
report by Task group Bond models. FIB bullenin 10 (August 2000).
3.
Тихонов И.Н., Мешков В.З., Судаков Т.Н. О нормировании анкеровки стержневой
арматуры//Бетон и железобетон. — 2006. — № 3. — С. 2-7.
4.
Тихонов И.Н., Гуменюк B.C. Анализ требований СП
52-101-2003 к арматуре класса прочности 500 МПа//Бетон и железобетон. —
2006. — № 4. — С. 6-11.
5.
Бондаренко В.И., Пахомов А.В. Холоднодеформированная арматура класса
В500//Научные труды 2-й Всероссийской (Международной) конференции по бетону и
железобетону. Т.5. — М.: ООО «Информполиграф», 2005.
6.
Рекомендации
по защите монолитных жилых зданий от прогрессирующего обрушения. — М.: ГУП
НИАЦ, 2005.
7.
Расторгуев Б.С, Мутока К.Н. Деформирование конструкций перекрытий каркасных
зданий после внезапного разрушения одной колонны//Сейсмостойкое строительство.
Безопасность сооружений. 2006. — № 1. — С. 12-15.
8.
Тихонов И.Н. Расчет сечений железобетонных элементов при действии
кратковременных динамических нагрузок//Бетон и железобетон. — 1991. — № 9.
9.
Гвоздев А.А., Дмитриев С.А., Крылов С.М., Белобров И.К., Тихонов И.Н. и др.
Новое о прочности железобетона — М.: Стройиздат, 1977.-271 с.
10.
Тихонов И.Н., Козелков М.М., Демидов А.Р. К проектированию зданий из
железобетона с учетом защиты от прогрессирующего обрушения//Бетон и
железобетон. — 2006. — №6.-С. 6-10.
11.
Тихонов И.Н. Арматурный прокат для ответственных зданий и сооружений, в том
числе проектируемых с учетом аварийных нагрузок и предотвращения
прогрессирующего обрушения//Бетон и железобетон — пути развития. Материалы II
Всероссийской конференции по бетону и железобетону. Том 5. — М.: ООО
«Информполиграф», 2005.
12.
Рекомендации
по предотвращению прогрессирующих обрушений крупнопанельных зданий. — М.:
ГУП НИАЦ. 1999. — 55 с.
13.
СТО
36554501-005-2006. Применение арматуры класса А500СП в железобетонных
конструкциях.
14.
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелого бетона (без предварительного напряжения). — М.: Стройиздат, 1978. —
175 с.
15.
Пособие
по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без
предварительного напряжения арматуры (к СП
52-101-2003). — М.: ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005. — 214 с.
НОРМАТИВНЫЕ ДОКУМЕНТЫ
СНиП
2.01.07-85* Нагрузки и воздействия
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и
железобетонные конструкции (справочно)
СНиП
3.03.01-87 Несущие и ограждающие конструкции
СНиП
52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения
СП
52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного
напряжения арматуры
МДС
20-1.2006 Временные рекомендации по назначению нагрузок и воздействий,
действующих на многофункциональные высотные здания и комплексы в Москве
ГОСТ
5781-82 Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций.
Технические условия
ГОСТ
6727-80 Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования
железобетонных конструкций
ГОСТ
7566-94* Металлопродукция. Приемка, маркировка, упаковка, транспортирование
и хранение
ГОСТ
10884-94 Сталь арматурная термомеханически упрочненная для железобетонных
конструкций. Технические условия
ГОСТ
10922-90 Арматурные и закладные изделия сварные, соединения сварные
арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций. Общие технические
условия
ГОСТ 12004-81*
Сталь арматурная термомеханически упрочненная для железобетонных конструкций.
Технические условия
ГОСТ 14019-2003
Материалы металлические. Метод испытания на изгиб
ГОСТ
14098-91 Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных
конструкций. Типы, конструкции и размеры
ГОСТ
Р 52544-2006 Прокат арматурный свариваемый периодического профиля классов
А500С и В500 для армирования железобетонных конструкций. Технические условия
СТО
АСЧМ 7-93 Прокат периодического профиля из арматурной стали. Ассоциация
Черметстандарт
ТУ 14-1-5254-94
ТУ
14-1-5526-2006 Прокат арматурный класса А500СП с эффективным периодическим
профилем
Проектирование армирования железобетона
2015 г. — 274 стр.
В книге изложены вопросы проектирования армирования железобетонных конструкций зданий.
Наибольшее внимание уделено конструкциям из монолитного железобетона. Подробно освещены потребительские свойства новых видов арматуры и последние достижения в исследовании свойств эффективных видов стержневого и бунтового арматурного проката. Особое внимание уделено исследованиям деформирования арматуры в запредельной стадии при растяжении и сжатии, т.е. после достижения в ней физического или условного предела текучести как при статическом, так и при однократном динамическом нагружении.
Подробно изложены данные исследований нового инновационного арматурного проката класса А500СП с улучшенным сцеплением с бетоном.
В разделах, касающихся конструирования армирования железобетонных конструкций, отражены общие требования современных актуализированных нормативных документов (СНиП, СП и Еврокодов) с их сопоставлением.
Значительное внимание уделено принципиальным основам расчёта и конструирования армирования железобетонных конструкций зданий, проектируемых с учётом защиты от прогрессирующего обрушения. Приведены методики расчёта с целью его предотвращения, учитывающие динамический характер нагружения и влияние усилий распора.
В приложениях подробно изложены конструктивные требования к армированию отдельных частей зданий. Здесь приведены конструктивные решения, отражающие последние научно-практические достижения в отечественном и зарубежном строительстве. Отдельно освещены особенности подходов к армированию железобетонных конструкций зданий, проектируемых с учётом предотвращения прогрессирующего обрушения. Даны примеры расчётов монолитных железобетонных конструкций с учётом предотвращения прогрессирующего обрушения, а также примеры эффективного использования новых видов арматуры.
Если вы являетесь правообладателем данного произведения, и не желаете его нахождения в свободном доступе, вы можете сообщить о свох правах и потребовать его удаления. Для этого вам неоходимо написать письмо по одному из адресов: root@elima.ru, root.elima.ru@gmail.com.