Информационная система МЕГАНОРМ
База постоянно обновляется
Скачать базу целиком

Научно-
исследовательский
Институт строительных конструкций
(НИИСК Госстроя
СССР

Проектный и научно-
исследовательский
Институт (Донецкий
Промстрой НИИпроект) Госстроя СССР

Зональный научно- исследовательский и проектный
Институт типового и экспериментального
Проектирования жилых и
Общественных зданий
(Киев-ЗНИИЭП)
Госгражданстроя

Научно-
исследовательский
и проектный
институт
градостроительства
(КиевНИИП
градостроительства)
Госгражданстроя

РУКОВОДСТВО
ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ НА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЯХ

Часть II Промышленные и гражданские здания

Москва Стройиздат 1986

Рекомендовано к изданию решением секции Научно-технического совета НИИСК Госстроя СССР.

Разработано к СНиП II-8-78 «Здания и сооружения на подрабатываемых территориях». Даны рекомендации по планировке и застройке подрабатываемых территорий; по выбору конструктивных решений; по расчету зданий различных конструктивных схем и отдельных конструкций на заданные деформации оснований, обусловленные подземной разработкой угольных пластов. Рассмотрены особенности проектирования зданий, приспособленных для защиты их методом поддомкрачивания, особенности расчета подрабатываемых зданий с учетом фактора времени.

Для работников проектных, строительных и научно-исследовательских организаций.

НИИСК
Госстроя СССР

Донецкий
ПромстройНИИпроект
Госстроя СССР

КиевЗНИИЭП
Госгражданстроя

КиевНИИП
градостроительства
Госгражданстроя

Руководство по проектированию зданий и сооружений на подрабатываемых территориях

Часть II

Промышленные и гражданские здания

Содержание

ВВЕДЕНИЕ

2(3). ПЛАНИРОВКА И ЗАСТРОЙКА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ СЕЛИТЕБНЫХ ТЕРРИТОРИЙ

3. ОСОБЕННОСТИ ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИХ ИЗЫСКАНИЙ ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЙ

4. ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ, ВОЗВОДИМЫХ НА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЯХ

ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ

ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ

ОСНОВНЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ

ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЗДАНИЙ, ПРИСПОСОБЛЕННЫХ ДЛЯ ЗАЩИТЫ ИХ МЕТОДОМ ВЫРАВНИВАНИЯ ДОМКРАТАМИ

5. КАРКАСНЫЕ ЗДАНИЯ. ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ

РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ

РАСЧЕТ ПРОДОЛЬНЫХ РАМ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ

РАСЧЕТ СВЯЗЕЙ-РАСПОРОК МЕЖДУ ОТДЕЛЬНО СТОЯЩИМИ ФУНДАМЕНТАМИ

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

ПОДКРАНОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ

6. КАРКАСНО-ПАНЕЛЬНЫЕ ЗДАНИЯ

КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ

УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ ЗДАНИЙ НА ВОЗДЕЙСТВИЕ ДЕФОРМАЦИЙ ЗЕМНОЙ ПОВЕРХНОСТИ

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

РАСЧЕТ РАМНЫХ КАРКАСОВ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ ПЕРЕМЕЩЕНИЯМ ЭЛЕМЕНТОВ

7. БЕСКАРКАСНЫЕ ЗДАНИЯ

КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ

РАСЧЕТ БЕСКАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ (ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ)

ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК НА ФУНДАМЕНТЫ ОТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ ОСНОВАНИЯ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРИВЕДЕННЫХ ЖЕСТКОСТНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ЗДАНИЯ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ СДВИГОВОЙ ЖЕСТКОСТИ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБНОЙ ЖЕСТКОСТИ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ОБОБЩЕННЫХ УСИЛИЙ В ЗДАНИЯХ НА ИСКРИВЛЕННОМ ОСНОВАНИИ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ОБОБЩЕННЫХ УСИЛИЙ В ЗДАНИЯХ НА СТУПЕНЧАТО ОСЕДАЮЩЕМ ОСНОВАНИИ

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В КОНСТРУКЦИЯХ ЗДАНИЙ

ПРИМЕР РАСЧЕТА БЕСКАРКАСНОГО КРУПНОПАНЕЛЬНОГО ЗДАНИЯ НА ДЕФОРМИРУЕМОМ ОСНОВАНИИ

8. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ НА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЯХ С УЧЕТОМ ФАКТОРА ВРЕМЕНИ (ПП. 5.7, 5.9, 5.10 СНиП II-8-78)

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО УЧЕТУ ФАКТОРА ВРЕМЕНИ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ И ЗАЩИТЕ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИСХОДНЫХ ДАННЫХ ДЛЯ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ФАКТОРА ВРЕМЕНИ

КОЭФФИЦИЕНТ ЖЕСТКОСТИ ДЛИТЕЛЬНО ДЕФОРМИРУЕМОГО ОСНОВАНИЯ (ПП. 12-16 ПРИЛ. 2. СНиП II-8-78)

ТЕКУЩИЕ ПАРАМЕТРЫ ДЕФОРМИРОВАНИЯ ЗЕМНОЙ ПОВЕРХНОСТИ

ЗАВИСИМОСТЬ МЕЖДУ НАГРУЗКОЙ И ПЕРЕМЕЩЕНИЕМ НА КОНТАКТЕ ФУНДАМЕНТА

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДЛИТЕЛЬНОЙ ОБОБЩЕННОЙ ЖЕСТКОСТИ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ

РАСЧЕТ КОНСТРУКЦИЙ НА ВОЗДЕЙСТВИЕ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ ЗЕМНОЙ ПОВЕРХНОСТИ

ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК НА ФУНДАМЕНТНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ ОСНОВАНИЯ С УЧЕТОМ ДЛИТЕЛЬНОСТИ ВОЗДЕЙСТВИЙ ПРИ МНОГОКРАТНОЙ ПОДРАБОТКЕ

Касательные нагрузки по боковым поверхностям фундаментов

Нагрузки по подошве фундаментов, примыкающих к расчетному

УПРОЩЕННАЯ МЕТОДИКА ОПРЕДЕЛЕНИЯ НАГРУЗОК НА ФУНДАМЕНТНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ ОСНОВАНИЯ

Касательные нагрузки по подошве фундаментов

Касательные нагрузки по боковым поверхностям фундаментов

Нормальные нагрузки на боковые поверхности фундаментов

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

ПРИЛОЖЕНИЕ 1 Определение параметров длительного деформирования грунтов

ПРИЛОЖЕНИЕ 2 Методика определения реологических характеристик грунтов подрабатываемых территорий

ПРИЛОЖЕНИЕ 3 Определение характеристики ползучести и деформаций усадки бетонов

ПРИЛОЖЕНИЕ 4 Определение высоты сжатой зоны

ПРИЛОЖЕНИЕ 5 Методика проведения подготовительных работ при выравнивании зданий методом поддомкрачивания

ВВЕДЕНИЕ

Руководство составлено на основании результатов законченных научно-исследовательских работ, накопленного за последние годы опыта проектирования и строительства зданий и сооружений на подрабатываемых территориях.

Руководство по проектированию зданий и сооружений на подрабатываемых территориях (промышленные и гражданские здания), часть II, составили: разд. 1 - канд. техн. наук: Г.М. Григорьев, Н.С. Метелюк, А.Б. Соловьева (НИИСК); канд. техн. наук А.А. Петраков (Донецкий ПромстройНИИпроект), канд. техн. наук Б.П. Хакало (КиевЗНИИЭП); разд. 2 - канд. техн. наук В.Ф. Макухин, инженеры: Г.В. Рожков, Л.И. Тузова (КиевНИИПградостроительства); разд. 3 - канд. техн. наук: А.С. Торбанов, В.Е. Макиенко, А.А. Петраков, инж. Э.Я. Гонский (Донецкий ПромстройНИИпроект); разд. 4 - д-р техн. наук, проф. С.Н. Клепиков, канд. техн. наук: Г.М. Григорьев, А.И. Кисиль, Н.С. Метелюк, А.Б. Соловьева, А.С. Трегуб, В.П. Шумов-ский, инженеры: Т.Г. Горновесова, А.В. Машкин, (НИИСК); канд. техн. наук: Б.П. Хакало (КиевЗНИИЭП); Ю.Л. Бучинский, М.А.

Коваленко, В.Е. Макиенко, А.А. Петраков, инж Ф.И. Мавроди (Донецкий ПромстройНИИпроект); разд. 5 - канд. техн. наук: Ю.Л. Бучинский, М.А. Коваленко, В.Е. Макиенко, А.А. Петраков, инженеры: В.В. Азараев, А.Г. Глущенко (Донецкий ПромстройНИИпроект), Д.А. Симонов (Ворошиловградгражданпроект); разд. 6 - канд. техн. наук: Г.В. Афанасьев, В.Е. Макиенко, А.А. Петраков, инженеры: С.В. Маликов, М.В. Прядко, A.Н. Семенец (Донецкий ПромстройНИИпроект); разд. 7 - д-р техн. наук, проф. С.Н. Клепиков, канд. техн. наук: Ф.Н. Бородачева, А.И. Кисиль, И.В. Матвеев, А.С. Трегуб, инж. B.В. Гречко, (НИИСК); канд. техн. наук Б.П. Хакало (КиевЗНИИЭП) канд. техн. наук: Г.В. Афанасьев, А.А. Петраков, инженеры: В.X. Батрак, Ф.И. Мавроди, К.П. Холопченко (Донецкий ПромстройНИИпроект); при участии инж. Д.А. Симонова (Ворошиловградгражданпроект); разд. 8 - канд. техн. наук Н.С. Метелюк, А.Б. Соловьева, инж. 3.М.Варейкис, (НИИСК); канд. техн. наук: В.Е. Макиенко, А.А. Петраков (Донецкий ПромстройНИИпроект).

Под общей редакцией д-р техн. наук, проф. С.Н. Клепикова, канд. техн. наук: И.А. Лукашенко, Н.С. Метелюка, А.Б. Соловьевой (НИИСК); канд. техн. наук: Ю.Л. Бучинского, А.А. Петракова (Донецкий ПромстройНИИпроект).

В скобках даны номера пунктов главы СНиП II-8-78.

1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

1.1. Руководство к главе СНиП II-8-78. «Здания и сооружения на подрабатываемых территориях».

1.2 (1.1.). Рекомендации настоящей части Руководства распространяются на проектирование производственных, жилых, общественных зданий, возводимых на подрабатываемых территориях. Проектирование инженерных сооружений и коммуникаций промышленных предприятий должно выполняться по рекомендациям ч. III «Руководства по проектированию зданий и сооружений на подрабатываемых территориях (башенные, транспортные и заглубленные сооружения, трубопроводы)».

1.3. Проектирование панельных зданий с учетом региональных условий территорий строительства и особенностей конструктивных схем зданий должно производиться с соблюдением требований следующих документов:

Руководство по проектированию конструкций панельных жилых зданий для особых грунтовых условий.- М.: Стройиздат, 1982;

Инструкция по проектированию конструкций панельных жилых зданий (ВСН 32-77);

Руководство по выбору рациональных строительных систем жилых зданий для массового строительства в различных условиях. (М.: Стройиздат, 1978);

Технико-экономический анализ проектных решений жилых домов для массового городского строительства (М.: Стройиздат, 1980).

1.4. (1.4). При проектировании объектов на территориях угольных месторождений, намечаемых к выемке подземным способом, следует применять специальные типовые и индивидуальные решения, разработанные с учетом прогнозируемых (ожидаемых) деформаций земной поверхности, или типовые решения для обычных условий, переработанные с учетом требований СНиП II-8-78 и включающие конструктивные мероприятия по защите объектов от вредного влияния подземных выработок.

1.5. Расчет деформаций земной поверхности выполняется по рекомендациям ч. I Руководства: «Исходные данные для проектирования зданий и сооружений на подрабатываемых территориях» (Стройиздат, 1983).

1.6. (1.10). Проектирование бескаркасных жилых и общественных зданий на подрабатываемых территориях, характеризующихся образованием на земной поверхности сосредоточенных деформаций в виде уступов и трещин при разработке крутопадающих угольных пластов, а также на участках с выходами тектонических нарушений и над старыми горными выработками следует выполнять с соблюдением требований «Инструкции по проектированию бескаркасных жилых зданий для строительства на ступенчато-оседающих подрабатываемых территориях Донецкого угольного бассейна Украинской ССР» (РСН 227-81).

2(3). ПЛАНИРОВКА И ЗАСТРОЙКА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ СЕЛИТЕБНЫХ ТЕРРИТОРИЙ

2.1. Разработке проектов детальной планировки жилых районов, проектов застройки микрорайонов должно предшествовать горно-геологическое обоснование, включающее картографический материал в соответствии с требованиями п. 3.4 главы СНиП по проектированию зданий и сооружений на подрабатываемых территориях.

2.2. При разработке проектной документации в состав проектов детальной планировки и проектов застройки необходимо включать схемы горно-геологических ограничений, выполненные в масштабе основных чертежей. На схемах должны быть выделены угленосные территории: неподрабатываемые, подрабатываемые, пригодные, ограниченно пригодные и непригодные для застройки жилых районов и микрорайонов, выявленные на основании исходных данных, включенных в горно-геологическое обоснование.

2.3. К неподрабатываемым территориям относят участки земной поверхности, расположенные вне зоны влияния горных выработок, под которыми не планируется отработка запасов полезного ископаемого, а также участки, под которыми имеются горные выработки, расположенные на глубинах, исключающих возможность образования провалов, и процесс сдвижения земной поверхности от которых к моменту начала строительства полностью закончен, а дальнейшая отработка запасов не планируется.

2.4. Подрабатываемыми территориями, пригодными для строительства, считаются участки земной поверхности, расположенные вне зон: возможного образования провалов; возможного затопления атмосферными осадками и грунтовыми водами; выходов тектонических нарушений и осевых поверхностей синклинарных складок; возможного образования оползней.

По величинам прогнозируемых деформаций от влияния горных работ эти участки относятся к III-III, к и IV-IV, к группам территорий.

2.5. К ограниченно пригодным подрабатываемым территориям относятся участки земной поверхности, соответствующие по величине прогнозируемых деформаций I, -I, к и II, II к группам территорий.

2.6. Непригодными к застрбйке считаются участки, на которых возможно образование провалов; затопление грунтовыми водами; образование оползней; выходы тектонических нарушений и осевых поверхностей синклинарных складок, величины деформаций и точное расположение которых не поддается прогнозированию.

Примечание. Пригодность площадок для строительства определяется исходя из условий подработки, возможности обеспечения конструктивных мероприятий по защите и методов выравнивания зданий и сооружений с учетом технико-экономических показателей (СНиП по проектированию зданий и сооружений на подрабатываемых территориях).

2.7. При освоении новых площадок для строительства в первую очередь необходимо застраивать неподрабатываемые территории.

Таблица 1

Функциональные зоны и элементы жилого района

Целесообразное размещение по группам подрабатываемых территорий

Участки школ и детских учреждений

Участки учреждений и предприятий обслуживания культурно-бытового назначения:

IV, III, IV, к, III, к

микрорайона

IV, III, IV, к, III, к

жилого района

IV, I, V, к, III

коммунально-хозяйственного назначения микрорайона и жилого района

IV, III, II, IV, к, III, к, II, к

Общественные здания (независимо от этажности)

IV, IV, к, III

Спортивные сооружения

IV, IV, к

Участки под жилыми зданиями с этажностью:

 

5

IV, III, II, I, IV, к, III, к,II, к, I, к

9

IV, III, II, I, IV, к, III, кII, к. I, к

12

IV, III, IV, к

14-16

IV

Магистральные улицы общегородского и районного значения

IV, III, IV, к

Жилые улицы и проезды

IV, III, II, I, IV, к, III, к,II, к, I, к

В случае отсутствия таких территорий освоению подлежат подрабатываемые территории с учетом степени пригодности для застройки (согласно требованиям п. 2.4-2.6 настоящего Руководства).

2.8. При планировке и застройке жилых районов и микрорайонов массового жилищного строительства на площадках с различным сочетанием групп по величине деформаций земной поверхности, рациональное размещение функциональных зон и отдельных зданий в соответствии с табл. 1, рис. 1, может быть обеспечено конструктивными мероприятиями, прошедшими испытание в натурных условиях и практике строительства.

Примечания: 1. Диапазон возможного размещения общественных и жилых зданий повышенной этажности по группам подрабатываемых территорий может быть увеличен по мере разработки для них новых конструктивных мероприятий, пригодных для массового жилищного строительства.

2. Размещение функциональных зон и элементов территории жилого района и микрорайона должен проводиться в пределах радиусов обслуживания в соответствии с главой СНиП по планировке и застройке городов, поселков и сельских населенных мест.

Рис. 1 Размещение функциональных зон на группах подрабатываемых территорий с учетом современных конструктивных мер защиты

а - жилой район; б - микрорайон; О-IV - группы подрабатываемых территорий; М - микрорайон; 5, 9, 16 эт. - жилые здания; Цжр - центр жилого района; Цм - центр микрорайона; Д - детские учреждения; Ш - школьные учреждения; У1 - магистральные улицы; У2 - жилые улицы и проезды

2.9. Зеленые насаждения общего пользования, не входящие в состав зон, перечисленных в табл. 1 настоящего Руководства, физкультурные, хозяйственные площадки, стоянки автомобилей, гаражи (наземные, подземные, полуподземные) размещаются на участках с наибольшей величиной деформаций земной поверхности в пределах площадок с различным сочетанием групп подрабатываемых территорий.

2.10. В микрорайонах, расположенных на площадках с различным сочетанием неподрабатываемых и подрабатываемых территорий, пригодных для строительства (IV, III, IV, к, III, к), школьные комплексы, детские учреждения и общественные центры размещаются на участках с большими в пределах данных групп величинами деформаций земной поверхности в случае, если это допускают градостроительные условия (рис. 2.).

Примечание. При застройке микрорайонов должно приниматься во внимание, что затраты на конструктивные мероприятия по защите жилых зданий, расположенных на территории, равной по величине участкам общественных зданий, больше, чем по защите зданий школ, детских учреждений или общественного центра.

2.11. При планировке и застройке жилых районов и микрорайонов на подрабатываемых территориях должны учитываться ситуации сочетания горно-геологических и градостроительных условий.

Горно-геологические условия необходимо принимать в соответствии со степенью пригодности для застройки согласно пп. 2.4-2.6 настоящего Руководства.

Градостроительные условия необходимо подразделять в зависимости от местоположения жилых районов и микрорайонов в плане города на два типа. К типу А следует относить жилые районы и микрорайоны, расположенные в центральной зоне города, у центров планировочных районов, участки, прилегающие к объектам эпизодического обслуживания вне центральной зоны города.

К типу Б, как правило, относятся жилые районы, расположенные в периферийной зоне города.

Рис. 2 Пример застройки микрорайона с учетом групп подрабатываемых территорий

1 - учреждения КБО; жилая застройка; 2 - 16-, 20-этажная; 3 - 16-, 9-этажная; 4 - 9-, 5-этажная застройка; 5 - школа; 6 - детское учреждение; 7 - спортивный комплекс; 8, 9 - группа подрабатываемых территорий; 10 - границы угленосных территорий различных групп

Таблица 2

Тип площадки по горно-геологическим условиям

Горно-гсологичсские условия площадок в соответствии с пп. 2.4-2.6

Рекомендуемая плотность жилого фонда (брутто) площадок с градостроительными условиями типа

А

Б

1

Неподрабатываемые территории

Ситуация

Повышать на 10- 15 %

Ситуация

Повышать на 10 %

2

Подрабатываемые территории, пригодные для строительства

Ситуация 2А

Повышать на 10 %

Ситуация

Принимать в соответствии с нормами главы СНиП по планировке и застройке городов, поселков и сельских населенных пунктов

3

Подрабатываемые территории, ограниченно пригодные для строительства

Ситуация

Обеспечивать в пределах нормативов при соответствующем градостроительном и технико-экономическом обосновании

Ситуация

Принимать в пределах нормативов в зависимости от этажности застройки, предельно допустимой по горногеологическим условиям

4

Различные сочетания горногеологических условий площадок типа 1, 2, 3

Соответствует усредненной плотности жилого фонда (нетто), принятой по зонам в соответствии с горногеологическими (типа 1, 2, 3)  и градостроительными (типа А, Б) условиями

2.12. Плотность жилого фонда (брутто) принимается в соответствии с ситуацией сочетания горно-геологических и градостроительных условий (табл. 2)

Примечание. Плотность жилого фонда (брутто) на неподрабатываемых и подрабатываемых территориях, пригодных для строительства (ситуации , Б, ), необходимо повышать, учитывая ограниченность таких площадок в городах угольных бассейнов, а также значительное увеличение стоимости конструктивных мероприятии по защите зданий и сооружений при их расположении на территориях с большими величинами деформаций земной поверхности.

2.13. При проектировании жилых районов и микрорайонов в ситуации 3, Б необходимо максимально учитывать планировочные методы защиты зданий и сооружений от влияния горных выработок такие, как функциональное зонирование территории с учетом величины деформаций земной поверхности, выбор застройки в соответствии с предельно допустимой по условиям горных выработок этажностью, постановку зданий относительно направления угольных пластов.

2.14. Приемы застройки в условиях горных выработок должны формироваться на базе блок-секций и блокировок (рис. 3), обеспечивающих необходимый уровень плотности жилого фонда (табл. 3) в соответствии с ситуацией сочетания горно-геологических и градостроительных условий (см. табл. 2, рис. 4).

2.15. На неподрабатываемых и подрабатываемых территориях, пригодных для строительства, в зависимости от применяемой номенклатуры блок-секций жилую застройку формируют с учетом одного или нескольких из указанных способов повышения плотности жилого фонда (см. табл. 3):

применение рациональных типов блок-секций и их блокировок (гр. 5, табл. 3);

обеспечение необходимого процента использования одной из блокировок среди рациональных типов в приеме застройки, максимально повышающей плотность жилого фонда (гр. 6, табл. 3):

применение точечных односекционных зданий (гр. 7. табл. 3);

применение рациональных типов блок-секций и их блокировок для повышения этажности в разноэтажных зданиях (гр. 8. табл. 3).

Примечания: 1. При формировании приемов застройки рациональными типами блок-секций и их блокировками возможно частичное их использование при условии сохранения одного из типов блокировок, максимально повышающих плотность жилого фонда.

2. Для типов точечных односекционных зданий, указанных в скобках, целесообразна блокировка точечных или точечного и протяженных зданий со сдвижкой на ширину корпуса (полкорпуса) здания.

2.16. При формировании жилых зданий из секций и блок-секций необходимо учитывать, что на подрабатываемых территориях IV, III, IV, к групп возможны любые блокировки блок-секций.

На подрабатываемых территориях II, I, III, к, II, к, I, к групп блокировки блок-секций необходимо выполнять только под прямым углом. При этом ориентация продольных осей здания должна приниматься по направлению простирания или перпендикулярно направлению простирания пластов полезных ископаемых.

Для групп III, к, II, к, I, к предпочтительным направлением продольной оси здания необходимо принимать направление перпендикулярно направлению простирания пластов полезных ископаемых.

2.17. Для обеспечения необходимой инсоляции на подрабатываемых территориях (группы II, I, III, к, II, к, I, к) жилые дома должны иметь неограниченную ориентацию.

Рис. 3. Типы применяемых в практике блокировок блок-секций и точечных зданий


Таблица 3

Ситуация

№ п/п

Применяемая номенклатура блок-секций

Воспроизводимые типы блокировок блок-секций

Рациональные типы секций и их блокировки

Типы блокировок, максимально повышающие плотность жилого фонда и оптимальный процент их использования

Точечные односекционные здания

Рациональные типы блок-секций и их блокировки для повышения этажности в разноэтажных зданиях

1

2

3

4

5

6

7

8

1

Р, Т, П2

Р, Т, П2-1, П2-2,

Р, П2-2, П2-3,

П2-3-40 %;

П2

П2-3, П2-7

 

П2-3,П2-4,П2-5,

П2-4, П2-7, П2-8

П2-7 - 20 %;

(Р, Т)

П2-8

 

П2=6, П2-7, П2-8

 

П2-8 - 20 %

 

 

2

Р, Т,

Р, Т, У-1, У-2,

Р,

У-3-60 %;

У, П3

У-2, У-3,

У-1-3, П3

У-3, П3-1, Пз-2,

У-1, У-2 У-3

П3-2-30 %

(Р. Т)

П3-2, П3-3

 

П3-3

П3-2, П3-3

 

 

 

3

Р, Т,

Р, Т, У-1, У-2,

Р,

У-3, У-4 - 40 %

У

У-3, У-4

У-1-4

У-3, У-4

У-1, У-3, У-4

 

(Р, Т)

 

4

Р, Т,

Р, Т

Р,

У-3, П3-3-40 %;

У, П3

Р,

У-1-3,

У-1, У-2, У-3,

У-1, У-2, У-3

Пз-2-30 %

(Р, Т, П1)

У-2, У-3,

П1, П3

П1-1, П2-2,П3-1,

П1-1, П3-2, П3-3

 

 

П3-2, П3-3

 

П3-2, Пз-3

 

 

 

 

1Б; 2А

5

Р, Т,

Р, Т

Р,

У-3- 60 %

Р, Т, У

Р,

У-1-3, П1

У-1, У-2, У-3,

У-1, У-2, У-3

 

П1

У-2, У-3

 

П1-1, П2-2

П1-1

 

 

 

6

Р, Т, П1

Р, Т,

Р, Т

Р - 70 %

Р, Т,

Р

 

П1-1, П2-2

П1-1

 

П1

 

7

Р, Т,

Р, Т

Р,

У-2 -30 %

У

У-2

У-1-2

У-1, У-2

У-1, У-2

 

(Р, Т)

 


Рис. 4. Рациональные типы блок-секций и их блокировки для формирования застройки с учетом горно-геологических и градостроительных условий

а - ситуация ; б - ситуация , ; в - ситуация

При выборе типов блок-секций и вариантов их блокировок для застройки подрабатываемых территорий указанных групп проверяют возможность их применения построением графиков градостроительной маневренности жилых домов исходя из условий инсоляции и ориентации по направлению простирания и перпендикулярно направлению простирания пластов полезных ископаемых (рис. 5).

Примечания: 1. Метод построения графиков градостроительной маневренности жилых домов на подрабатываемых территориях II, I, III, к , II, к, I, к групп показан на примере различных типов блокировок блок-секций с соответствующей недопустимой ориентацией по условиям инсоляции для наиболее характерных в городах Донбасса направлений угольных пластов: северо-запад-юго-восток, северо-восток-юго-запад (рис. 6, 7).

2. Одновременное удовлетворение требований инсоляции и ориентации зданий по направлению угольных пластов возможно в этих условиях только при ориентации фасадов жилых секционных и блок-секционных домов в пределах секторов 125-145° и 215-235° на подрабатываемых территориях II - I групп, а на территориях III, к, II, к, I, к групп только в одном из секторов перпендикулярно направлению простирания полезных ископаемых.

3. Применение домов галерейного типа, блокировка двух рядом стоящих угловых блок-секций У-3, У'-3 как в многосекционных домах, так и в отдельно стоящих (точечных) зданиях на подрабатываемых территориях II, I, III, к, II, к, I, к групп при указанных осях угольных пластов недопустимо в связи с тем, что постановка блок-секций по направлению простирания угольных пластов нарушает требования инсоляции зданий.

Рис. 5. График градостроительной маневренности блок-секции в зависимости от условий инсоляции и ориентции по направлению угольных пластов

Рис. 6. Варианты блокировок поворотной блок-секции и их ориентация на подрабатываемых территориях II, I, III, к, II, к, I, к групп при наиболее характерном направлении простирания и падения угольных пластов (С3-ЮВ. СВ-Ю3)

Рис. 7. Типы блокировок блок-секций и их ориентация на подрабатываемых территориях II, I, III, к, II, к, I, к групп при наиболее характерном навправлении простирания и падения угольных пластов С3-ЮВ, СВ-Ю3.

3. ОСОБЕННОСТИ ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИХ ИЗЫСКАНИЙ ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЙ

3.1. При проведении инженерно-геологических изысканий на подрабатываемых территориях необходимо учитывать требования главы СНиП II-9-78.

3.2. Объем и состав инженерно-геологических изысканий для каждого подрабатываемого объекта или группы объектов определяется программой, которая разрабатывается с участием проектной организации и составляется с учетом особенностей геологического строения и условий разработки полезных ископаемых, а также типов проектируемых зданий и сооружений, их фундаментов, конструкций и способов защиты.

3.3. Полевым инженерно-геологическим изысканиям площадки строительства должны предшествовать сбор и тщательное изучение материалов об инженерно- и горно-геологических условиях района строительства на основании архивных данных и материалов натурного обследования.

3.4. (1.7). Собранные в соответствии с указаниями п. 3.3 настоящего Руководства и 1.7 СНиП II-8-78 материалы должны быть отражены на копиях геологических карт и разрезов участка строительства. На планах территории застройки должны быть нанесены контуры залежей полезных ископаемых и их выходов под наносы, границы горных отводов, тектонические нарушения, расположение старых и действующих горных выработок, устьев существующих стволов, шурфов, штолен, скважин и т.п.

3.5. (1.10.) При определении положения площадки строительства необходимо учитывать рекомендации пп. 3.5-3.8 и разд. 2 настоящего Руководства.

Площадки строительства по возможности необходимо располагать вне зон возможных провалов от подземных горных выработок, карстовых воронок и оползневых участков; при этом указанные явления надо увязывать с прогнозируемыми деформациями земной поверхности.

3.6. Неблагоприятными с точки зрения появления дополнительных усилий в конструкциях подрабатываемых зданий и сооружений являются площадки строительства со скальными, крупно-обломочными, плотными глинистыми грунтами с высокими или повышенными жесткостными свойствами. При выборе площадок с точки зрения инженерно-геологических условий предпочтение следует отдавать участкам с более слабыми грунтами в основании зданий и сооружений, если они обладают достаточной несущей способностью.

3.7. При оценке гидрогеологических условий площадок строительства на подрабатываемых территориях следует иметь в виду, что участки с высоким уровнем грунтовых вод, наличием рек, водоемов являются неблагоприятными для застройки, так как при оседании земной поверхности, существующий относительно нее уровень вод может повыситься, что может привести к затоплению зданий и подземных сооружений, траншей и санитарно-технических коммуникаций. Повышение уровня вод относительно земной поверхности может привести также к заболачиванию подработанного участка или активизации оползневых явлений. Следует также иметь в виду, что вызванное горными выработками или деформациями горных пород с появлением трещин понижение уровня грунтовых вод может привести к дополнительному уплотнению грунтов оснований и дополнительной осадке зданий и сооружений.

3.8. При оценке гидрологических условий площадок строительства необходимо также учитывать возможное изменение режима и направления стока поверхностных и ливневых вод при деформациях земной поверхности, так как эти данные необходимы для проектирования дорог, каналов, гидротехнических и водопропускных сооружений. Проектирование и строительство на таких территориях необходимо вести с учетом водозащитных мероприятий.

3.9. На окончательной стадии проектирования и выбора площадок застройки необходимо производить технико-экономические расчеты и сравнения вариантов расположения зданий и сооружений на площадках с разными инженерно- и гидрогеологическими условиями с целью выбора наиболее экономичных и целесообразных решений.

3.10. На выбранных и согласованных площадках производятся тщательные общие и дополнительные инженерно-геологические изыскания и исследования физико-механических свойств грунтов в соответствии с программой, указанной в п. 3.2 и требованиями глав СНиП 2.02.01-83, II-9-78, II-8-78.

3.11. Физико-механические характеристики грунтов, для которых в соответствии с требованиями главы СНиП 2.02.01-83 необходим учет их реологических свойств, следует определять в соответствии с прил. 2 СНиП II-8-78 и рекомендациями прил. 2 настоящего Руководства. При этом сопротивление грунтов сжатию и сдвигу следует определять при их различной влажности, если по данным инженерно-геологического и гидрогеологического прогнозирования ожидается изменение уровня грунтовых вод и влажности грунтов.

4. ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ, ВОЗВОДИМЫХ НА ПОДРАБАТЫВАЕМЫХ ТЕРРИТОРИЯХ

ОБЩИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ

4.1. Проектирование зданий для строительства на подрабатываемых территориях должно осуществляться с соблюдением требований как общестроительных, так и специальных, обусловленных особенностями строительства в этих условиях и приведенных в главе СНиП II-8-78, Инструкции РСН 227-81, Руководстве по проектированию конструкций панельных жилых зданий для особых грунтовых условий, а также в настоящем разделе Руководства.

4.2. К проекту здания и сооружения, возводимого на подрабатываемых территориях, прилагается паспорт по приведенной ниже форме (табл. 4)

4.3. Для обеспечения прочности, устойчивости и эксплуатационной надежности зданий, проектируемых для строительства на подрабатываемых территориях, в проектах должны предусматриваться мероприятия (специальная инженерная подготовка площадки, конструктивные и горные меры защиты, мероприятия по выравниванию здания или его частей), обеспечивающие нормальную эксплуатацию зданий и сооружений в период деформаций основания, а также после их завершения.

Таблица 4

Форма

ПАСПОРТ

1._____________________________________________________________________________

(наименование проектной организации и ее принадлежность)

2. Заказчик и шифр объекта_______________________________________________________

______________________________________________________________________________

3. Наименование объекта_________________________________________________________

______________________________________________________________________________

3. Наименование объекта

______________________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

4. Год строительства ____________________________________________________________

______________________________________________________________________________

5. Конструктивная схема здания или сооружения, этажность, площадь, длина, количество и длина отсеков, шаг деформационных швов_________________________________________

______________________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

6. Величина нагрузок на фундамент зданий и сооружений с учетом постоянных и временных нагрузок______________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

7. Предельные значения М и Q для здания, сооружения _______________________________

______________________________________________________________________________

8. Горно-геологические условия___________________________________________________

______________________________________________________________________________

(угол падения пластов, тектоника, наличие старых горных выработок, глубина, намечаемые сроки подработки, величина деформации земной поверхности на ближайшие20 лет и на весь срок службы шахты

9. Физико-механические характеристики грунтов основания__________________________

______________________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

10. Строительные меры защиты___________________________________________________

______________________________________________________________________________

(комплекс конструктивных мероприятий)

11.____________________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

(проведение инструментальных наблюдений за деформациями в период подработки зданий в районах с тектоническими нарушениями, старыми горными выработками, при подработке крутопадающих пластов)

12.____________________________________________________________________________

______________________________________________________________________________

(данные о предусмотренных мерах защиты, осуществляемых в период эксплуатации, указания о способах выравнивания зданий и сооружений, возможности и пределы регулирования шахт лифтов, перестановка направляющих, уменьшение габаритов и т.п.)

Примечание. Пункты 11, 12 заполняются после окончания строительства службами наблюдения и выравнивания зданий.

Главный архитектор (инженер) проекта__________________________________________

 

4.4. Выполнение строительных и горных мер защиты в объеме, предусмотренном нормативными требованиями, не исключает возможности появления в несущих и ограждающих конструкциях допускаемых по условиям эксплуатации деформаций и трещин, устраняемых при проведении ремонта после подработки.

4.5. На территориях, под которыми предусматриваются подземные горные разработки, могут возводиться жилые, общественные и промышленные здания каркасной, бескаркасной и смешанной конструктивной системы.

Бескаркасные здания проектируются в кирпичном, крупноблочном, крупнопанельном, а также комбинированном панельно-блочном вариантах.

В случае необходимости устройства в зданиях помещений общественного назначения бескаркасную конструктивную систему в первых этажах допускается заменить на каркасную (смешанная конструктивная система). При этом следует производить контрольный расчет, а при необходимости корректировку всего проекта.

Выбор технических решений в проектах зданий должен осуществляться на основе технико-экономического анализа различных вариантов в зависимости от величины и характера ожидаемых деформаций земной поверхности, физико-механических характеристик грунтов основания, конструктивных особенностей проектируемых зданий.

4.6. При разработке типовых проектов зданий для подрабатываемых территорий необходимо стремиться к максимальной унификации проектов с целью их применения для строительства в различных грунтовых и горно-геологических условиях.

Унификацию следует осуществлять преимущественно за счет вариантного проектирования фундаментно-подвальной части.

Унифицированные типовые проекты зданий должны предусматривать общие объемно-планировочные и конструктивные решения надземной части. Конструктивные решения подземной части зданий должны разрабатываться в нескольких вариантах, применительно к различным условиям строительства с максимально возможным использованием принятой номенклатуры освоенных производством сборных элементов.

4.7. Конструкции зданий для особых горно-геологических условий должны проектироваться с учетом максимального использования формовочного и технологического оборудования, применяемого на заводах для производства изделий для обычных грунтовых условий.

4.8. При строительстве на территориях с выработанными угольными пластами и законченным процессом сдвижения земной поверхности разрешается возводить здания по проектам, разработанным для обычных грунтовых условий.

ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ

4.9. При расчете зданий на воздействия от подработки в качестве исходных данных принимаются деформации земной поверхности в районе расположения объекта.

Расчет деформаций земной поверхности (оседание, кривизна, горизонтальные деформции, наклон, уступ и т.п.) производится горными инженерами-маркшейдерами по методике, изложенной в ч. 1 и разд. 8 ч. II настоящего Руководства.

4.10. (5.3-5.5). Возможное сочетание воздействий назначается с учетом требований глав СНиП II-6-74 и II-8-78.

При расчете конструкций и оснований на особые сочетания, состоящие из постоянных длительных, возможных кратковременных и особой нагрузки от воздействия деформаций земной поверхности в районах влияния горных выработок расчетные величины кратковременных нагрузок или соответствующих им усилий должны умножаться на коэффициент сочетания nс=0,8. При этом особая нагрузка должна приниматься без снижения.

4.11. (5.1). Расчетом по предельному состоянию первой группы необходимо проверять в период строительства и расчетного срока эксплуатации здания:

конструкции здания и их стыковые соединения для предотвращения разрушений;

здание в целом для предотвращения недопустимого крена и основание здания для предотвращения потери его несущей способности и ограничения развития недопустимых пластических деформаций.

Расчетом по предельным состояниям второй группы должны быть проверены:

панели перекрытий и связи между ними на усилия, возникающие в плоскости перекрытий, для предотвращения недопустимых перемещений;

стены здания для ограничения раскрытия трещин и взаимных смещений панелей.

4.12. (5.7). Выбор расчетной схемы здания должен производиться с учетом особенностей конструктивно-планировочного решения здания, характера и величин расчетных деформаций основания, степени точности исходных данных, требуемой точности расчета, возможностей использования ЭВМ.

Расчетные схемы зданий и сооружений могут приниматься в виде стержневых систем с дискретными связями (балочные, перекрестные, рамные, решетчатые) - упрощенная расчетная схема; то же, с непрерывными связями (вертикальный и горизонтальный составной стержень); плитных и пластинчато-стержневых систем; составных вертикальных и горизонтальных призматических оболочек; комбинированных систем - уточненная расчетная схема.

Характеристики видов и области применения расчетных схем приведены в «Руководстве по проектированию конструкций панельных жилых зданий для особых грунтовых условий» (М.: Стройиздат, 1982).

4.13. (5.12). Расчет зданий и сооружений по упрощенной расчетной схеме в виде балочных конструкций для бескаркасных или рамных - для каркасных зданий выполняется в общем случае с переменными по длине и во времени жесткостными характеристиками конструкции и основания (коэффициент жесткости); при необходимости следует учитывать физическую, конструктивную и геометрическую нелинейность, ползучесть материалов конструкции и основания. Расчет балочных и рамных конструкций рекомендуется выполнять численными методами с использованием соответствующих инструктивных материалов.

ОСНОВНЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ

4.29. (5.17). Здания и сооружения для строительства на подрабатываемых территориях могут проектироваться по жесткой, податливой или комбинированной конструктивным схемам.

Жесткая конструктивная схема здания осуществляется путем объединения несущих элементов в единую пространственно-жесткую систему. При этом несущие элементы здания, их соединения и сопряжения должны быть рассчитаны на дополнительные усилия, вызванные неравномерными осадками основания в обычных условиях, а также неравномерными оседаниями и горизонтальными деформациями земной поверхности при горных подработках.

4.30. (5.15). Основной конструктивной мерой защиты зданий от неравномерных осадок и горизонтальных смещений основания является разрезка его на замкнутые прямоугольные отсеки поперечными деформационными швами. Деформационные швы должны располагаться на границах планировочных секций.

Дополнительной конструктивной мерой в случае необходимости является усиление конструкций замкнутых отсеков в соответствии с расчетом.

4.31. (5.17). При проектировании по жесткой конструктивной схеме кроме разрезки на отсеки рекомендуется применение следующих мер защиты:

усиление отдельных элементов несущих конструкций и связей между ними;

объединение несущих конструкций в жесткие пространственные системы;

устройство фундаментных и поэтажных железобетонных поясов - для бескаркасных и связей-распорок - для каркасных зданий;

устройство фундаментов в виде сплошных железобетонных плит, перекрестных балок, балок-стенок, фундаментных связей-распорок и т.п.

4.32.(5.17). При проектировании по податливым конструктивным схемам рекомендуется кроме разрезки на отсеки применение следующих защитных мероприятий:

устройство в фундаментной части зданий горизонтального шва скольжения;

введение шарнирных и податливых сопряжений между элементами несущих и ограждающих конструкций;

снижение жесткости несущих конструкций;

введение гибких вставок и компенсационных устройств.

4.33. При проектировании по комбинированной конструктивной схеме могут применяться сочетания мер защиты, рекомендуемых для жесткой и податливой схем.

При этом различные мероприятия могут применяться для подземной и надземной частей зданий, для их продольных и поперечных конструкций, при защите от горизонтальных и вертикальных деформаций основания,

4.34. Мероприятия, снижающие неблагоприятное воздействие деформаций земной поверхности на фундаменты и конструкции зданий, должны предусматриваться в проектах зданий и сооружений в соответствии с требованиями СНиП 2.02.01-83.

4.35. Для каждой длины отсека в типовом или повторно применяемом проекте необходимо установить на основании расчетов область возможного применения в зависимости от расчетных характеристик грунтов, величин прогнозируемых деформаций (вертикальных и горизонтальных) основания, особенностей принятого архитектурно-планировочного решения и этажности здания.

Длину рядовых и торцевых секций в типовых проектах рекомендуется принимать по возможности одинаковой. В случае если отсеки одного типа здания будут иметь различную протяженность, область применения такого проекта должна определяться по отсеку, имеющему наибольшую длину.

Назначаемая длина отсеков должна соответствовать требованиям унификации конструкций. Типовой проект здания должен содержать сведения о допустимой области его применения при различных вариантах блокировки.

4.36. Высоту зданий в пределах отсека рекомендуется принимать одинаковой. В местах изменения этажности здания необходимо устройство деформационных швов с разрезкой фундаментов.

При компоновке отсека несущие стены необходимо располагать, как правило, симметрично относительно продольной и поперечной осей зданий и обеспечивать по возможности относительно равномерное распределение жесткостей по длине и ширине отсека, простенки и проемы - принимать одинаковых размеров, распределяя их равномерно по длине и высоте отсека. Поперечные стены рекомендуется проектировать сквозными на всю ширину здания. В случае если по планировочным требованиям нарушается сквозное расположение поперечных стен, необходимо предусматривать устройство их связей с внутренней продольной стеной, которые должны обеспечить совместную работу продольных и смещенных поперечных стен как единой перекрестной системы.

4.37. Подвалы и подполья располагают, как правило, под всей площадью отсека на одном уровне. Отступление от этого требования в каждом отдельном случае должно быть обосновано расчетом, подтверждающим экономическую и техническую целесообразность принятого решения.

4.38 (5.24). При проектировании зданий для строительства на подрабатываемых территориях особое внимание должно уделяться мерам защиты подземных конструкций от действия горизонтальных подвижек грунтового основания.

Кроме разрезки здания на замкнутые отсеки в качестве конструктивной меры защиты, снижающей дополнительные усилия от воздействия горизонтальных деформаций основания, рекомендуется предусматривать устройство горизонтального шва скольжения, разделяющего надземную и фундаментную части здания.

При этом по контуру всех несущих стен здания над швом скольжения, а при необходимости по верху стен подвала предусматривается непрерывный пояс.

4.39 (5.24). Глубина заложения фундаментов назначается минимально возможной в соответствии с требованиями главы СНиП 2.02.01-83. При этом необходимо стремиться к уменьшению контакта боковых поверхностей фундаментов с грунтом.

Таблица 5

Плотность засыпки

Материал засыпки

Значение удельного сцепления и коэффициент засыпок

сб, МПа

kб×10 Н/м3

Рыхлая

Песок суглинок

0,01-0,02

0,2-0,4

Суглинок

0,02-0,03

0,15-0,2

Плотная

Песок

0,03-0,05

0,6-0,7

Супесь

0,06-0,08

0,4-0,5

Суглинок

0,09-1,1

0,3-0,4

Наружные вертикальные плоскости подземной части здания необходимо защищать от действия горизонтальных деформаций при сдвижении грунта в направлении, перпендикулярном к вертикальным плоскостям подземной части здания. Если подработка здания или сооружения предполагается в период менее 10 лет после его строительства, для грунта засыпки пазух допускается принимать уменьшенные значения прочностных и деформационных характеристик, которые устанавливаются изыскательской организацией на основе обобщения имеющегося опыта исследования грунтов.

Пазухи котлована засыпают грунтом обладающим малым сцеплением и трением на контакте с поверхностью фундамента. Рекомендуемые материалы засыпок помещены в табл. 5.

Заложение фундаментов, как правило, принимается в пределах отсека на одной отметке. При необходимости заглубления части фундаментов на разных отметках под ними выполняется подбетонка или подбутка, которые отделяются от подошвы фундаментов швом скольжения.

При строительстве на основаниях, сложенных практически несжимаемыми грунтами, рекомендуется устройство под фундаментами грунтовых подушек.

4.40 (5.19). Фундаменты примыкающих частей отсеков должны иметь одинаковое заглубление на протяжении не менее 1,5 м от деформационного шва и обеспечивать самостоятельность перемещений поперечных стен, образующих эти швы.

В этом случае фундаментный пояс должен устраиваться в одной плоскости на самой высокой отметке заложения фундаментов.

Ниже пояса кладка фундаментов может выполняться из бетонных блоков.

4.41. При резком изменении рельефа строительной площадки входы и полы этажей соседних отсеков в пределах здания допускается принимать на разных отметках.

4.42. При устройстве местных заглублений необходимо обеспечить прочность и устойчивость конструкций в месте заглубления от влияния бокового давления грунта при горизонтальном его перемещении.

4.43. При выполнении стен подземной части здания из крупных блоков должна быть обеспечена перевязка кладки в каждом ряду, а также во всех углах и пересечениях.

Расстояние между вертикальными швами фундаментной кладки из крупных блоков в соседних горизонтальных рядах должно быть  не менее их высоты.

4.44. В случае, когда прогнозируемые деформации основания вызывают крен здания, превышающий допустимый по СНиП 2.02.01-83, необходимо предусматривать в проекте мероприятия по ликвидации крена при помощи выравнивающих устройств или инженерных мероприятий.

Рис. 8. Обособленная регулируемая шахта лифта

а - общий вид; б - вид верхней части; в - вид нижней части; 1 - ствол шахты; 2 - фундамент шахты; 3 - плита перекрытия верхнего этажа; 4 - шарнирное устройство; 5 - ннша для установки домкрата; 6 - фаркопф; 7 - закладные детали

4.45 (5.20). Шахты грузопассажирских лифтов должны проектироваться с учетом наклонов, вызываемых деформациями земной поверхности.

При проектировании оборудованных лифтами зданий на подрабатываемых территориях должны предусматриваться мероприятия, обеспечивающие безаварийную работу лифтов или возможность нетрудоемкой рихтовки положения шахты лифта.

4.46. Одним из способов рихтовки является устройство шахты лифта, обособленной от смежных конструкций здания с возможностью регулирования ее положения по вертикали, представленное на рис. 8, а.

Для обособления шахты в междуэтажных перекрытиях по ее периметру устраивается зазор, размер которого определяется из расчета прогнозируемых деформаций поверхности земли по величине ожидаемого крена здания.

Связь шахты с конструкциями здания осуществляется в верхней и нижней ее части, а при необходимости дополнительными связями с междуэтажными перекрытиями.

Нижняя часть шахты (рис. 8, в) опирается посредством шарнирного устройства на фундамент шахты, жестко связанный с фундаментом здания. В качестве шарнирного устройства можно использовать резино-металлические слоистые опоры, разработанные Киевским филиалом Союздорпроекта и применяемые для автодорожных мостов. Слоистые опоры устанавливаются по четырем углам шахты. При проектировании необходимо предусмотреть возможность замены слоистых опор, для чего в фундаменте шахты устроить ниши для установки домкратов.

Верхняя часть шахты (рис. 8, б) соединяется системой фаркоп-фов с перекрытием верхнего этажа здания. Для крепления фаркопфов в перекрытии верхнего этажа и в наружных стенках шахты необходимо предусмотреть закладные детали с петлей.

При необходимости соединения шахты с междуэтажными перекрытиями необходимо предусмотреть закладные детали для крепления фаркопфов в плитах перекрытия и наружных стенках шахты.

4.47. Для устройства обособленной шахты лифта применяют железобетонные конструкции (монолитные или сборные) из объемных элементов. Узлы соединения объемных блоков должны обеспечить монолитность ствола шахты. Проектирование шахт лифтов необходимо производить с учетом требований «Альбома заданий на проектирование строительной части лифтовых установок стандартных конструкций» ЦПКБ Союзлифтмаш, серия AT 6.00. - М., 1979, главы СНиП II-21-75.

Расчет конструкций шахты лифта, закладных деталей для соединения объемных блоков шахты и крепления фаркопфов, слоистых резинометаллических опор и сечения фаркопфов производится на нагрузки от массы шахты лифта, лифтового оборудования с учетом максимально возможного отклонения шахты от вертикали и динамических воздействий от работающего лифтового оборудования.

Зазор вокруг шахты на перекрытиях необходимо закрыть, что можно выполнить с помощью металлического листа, согнутого под прямым углом и закрепленного на стенке шахты.

4.48. При кренах зданий или отсеков, превышающих пределы возможного регулирования вертикальности направляющих или лифтовых шахт, производится выравнивание здания или отсека в целом.

4.49. Крыши зданий рекомендуется проектировать с устройством внутренних водостоков с отводом воды в ливнесточную сеть.

Применение организованного наружного водоотвода допускается только в III и IV строительно-климатических районах для зданий высотой до 5 этажей включительно.

ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЗДАНИЙ, ПРИСПОСОБЛЕННЫХ ДЛЯ ЗАЩИТЫ ИХ МЕТОДОМ ВЫРАВНИВАНИЯ ДОМКРАТАМИ

4.50. При проектировании зданий и сооружений для строительства на подрабатываемых территориях, где при выемке полезных ископаемых возможно возникновение суммарных деформаций земной поверхности, превышающих допускаемые для здания, например, ступенчатое оседание земной поверхности величиной 10-25 см, необходимо предусматривать возможность их выравнивания в процессе эксплуатации.

4.51. Для выравнивания зданий применяются гидродомкратные системы на основе плоских и поршневых домкратов.

4.52. Техническая возможность выравнивания зданий и сооружений обеспечивается введением при их проектировании специального комплекса конструктивных мероприятий.

4.53. Конструктивные решения зданий, проектируемых с учетом их возможного выравнивания, необходимо принимать в соответствии собщими требованиями СНиП II-8-78, РСН 227-81 и настоящего Руководства. При этом в подземной части зданий должны быть предусмотрены: подвал или техническое подполье; проемы для домкратов; распределительные железобетонные пояса.

4.54. Проемы для домкратов рекомендуется располагать в углах здания; в местах пересечения капитальных, стен; на прямолинейных участках стен под простенками.

4.55. Размеры проемов определяются размерами применяемых домкратов и должны обеспечивать возможность установки оборудования для выравнивания размером до 600´600 (h) мм. Для плоских домкратов, применение которых предпочтительнее, размеры проемов составляют: высота 250-300 мм, длина 600 мм. Ширина проемов определяется шириной распределительного пояса, но не должна быть меньше 350 мм.

4.56. Цокольный и фундаментный пояса должны образовывать в плане замкнутый контур без разрезки и устанавливаться преимущественно в одном уровне каждый. В необходимых случаях, например у входных проемов, допускается устройство излома цокольного пояса с утолщенными вертикальными участками, размеры и армирование которых определяют расчетом в зависимости от высоты излома.

4.57. При выполнении стен подвалов из крупных бетонных блоков проемы для домкратов рекомендуется располагать непосредственно под цокольным поясом. Проемы образуются путем соответствующей раскладки блоков с раздвижкой в местах установки домкратов.

4.58. При выполнении стен подвала из цокольных панелей проемы располагают в цокольных панелях, устанавливаемых непосредственно на фундаментный пояс либо в промежутке между фундаментным распределительным поясом и нижней гранью цокольной панели, заполненном монолитным бетоном или сборными блоками. В первом случае необходимо предусматривать цокольные панели с проемами, устанавливаемые в местах расположения домкратов, во втором - проемы образуются раздвижкой блоков или укладкой монолитного бетона с промежутками в требуемых местах.

4.59. Домкратные проемы в стенах по периметру здания закладывают заподлицо с наружной гранью стены кирпичной кладкой в  кирпича на слабом растворе.

4.60. Цокольный и фундаментный пояса должны проверяться расчетом на нагрузки от домкратов.

4.61. Расчетная нагрузка Р от домкратов может быть определена из следующей зависимости:

P = Q/n,                                                                                                                       (1)

где Q - расчетная суммарная нагрузка от массы конструкций здания (отсека), включая нагрузки на перекрытия, кН;

n - общее количество проемов для домкратов в здании (отсека) за вычетом проемов, под которыми возможно нарушение контакта грунта с подошвой фундамента при неравномерных оседаниях основания.

4.62. Швы скольжения, устраиваемые для снижения усилий, передаваемых на конструкции здания от горизонтальных деформаций основания, рекомендуется устраивать под фундаментным распределительным поясом.

4.63. Для облегчения отрыва здания от фундамента следует предусматривать прокладки из двух слоев рубероида (пергамина) по плоскости отрыва.

4.64. В цоколе здания у домкратных проемов должны быть заложены геодезические марки.

4.65. При проектировании инженерных коммуникаций, проходящих через фундаментно-подвальную часть здания, следует предусматривать меры, исключающие повреждение коммуникаций и максимальное сокращение времени перерыва в их функционировании при выравнивании здания (устройство компенсаторов или разъемных соединений на трубопроводах, компенсирующие петли на электрическом и телефонном кабелях и т.п.).

4.66. Техническая документация должна содержать паспорт, составленный по установленной форме (см. 4.2). По одному экземпляру паспортов передается заказчику и организации, эксплуатирующей здания.

4.67. При сдаче здания в эксплуатацию проводится нивелирование марок, результаты которого передаются организации, эксплуатирующей здание для занесения в паспорт.

5. КАРКАСНЫЕ ЗДАНИЯ. ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ

ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

5.1. Каркасы одноэтажных производственных зданий проектируются в сборном железобетоне и в металле. Металлическим каркасам следует отдавать предпочтение в тех случаях, когда согласно расчету ожидаются деформации земной поверхности I и 1, к групп подрабатываемых территорий.

Каркасные здания целесообразно проектировать в виде шарнир-но-связевых систем, как наименее чувствительных к неравномерным деформациям основания.

Применение в проектах рамно-связевых и рамных систем допускается при соответствующем технико-экономическом обосновании.

5.2. Сборные железобетонные конструкции назначаются в соответствии с действующими типовыми сериями индустриальных изделий для промышленного строительства. В некоторых случаях они могут быть усилены дополнительной арматурой или отличаться закладными деталями.

5.3. В тех случаях, когда несущая способность колонн недостаточна для восприятия усилий, вызванных деформациями земной поверхности, а усиление колонн или уменьшение длины отсеков нецелесообразно, рекомендуется между фундаментами предусматривать связи-распорки.

5.4. Фундаменты каркасных зданий необходимо проектировать монолитными или сборно-монолитными. Основными типами должны быть приняты отдельно стоящие фундаменты. Ленточные фундаменты целесообразно применять при слабых, неоднородных грунтах. Применение фундаментов в виде балок и балок-стенок рекомендуется при проектировании на территориях I и I, к групп.

5.5. В случае применения свайных фундаментов ростверк и сваи должны быть рассчитаны на дополнительные усилия, вызванные смещением грунта от влияния горных выработок. В случае применения связей-распорок для защиты каркаса здания рекомендуется устройство шва скольжения между ростверком и подошвой фундамента.

5.6. При наличии скальных грунтов в основании следует предусматривать под фундаментами устройство уплотненных грунтовых (песчаных) подушек высотой 0,3-0,5 м. Вокруг фундаментных конструкций могут предусматриваться компенсационные пазухи, заполненные сильно сжимаемым материалом, например древесными опилками, смешанными с суглинком или глиной и пр.

5.7. В зданиях в качестве подъемно-транспортных средств допускается использовать мостовые, подвесные и козловые краны. Рекомендуется применять подвесное и напольное подъемно-транспортное оборудование.

В зданиях с мостовыми кранами применяются разрезные железобетонные и металлические подкрановые балки. Более целесообразны - металлические.

Узлы опирания подкрановых конструкций рекомендуется проектировать с таким расчетом, чтобы не возникало препятствий при выполнении рихтовки их как в вертикальной, так и в горизонтальной плоскостях. При этом должны соблюдаться установленные габариты приближения кранового оборудования к элементам здания.

5.8. Для каркасных зданий, возводимых на подрабатываемых территориях, в качестве мер защиты допускается предусматривать выравнивание каркаса с помощью домкратов или других выравнивающих устройств, например, с применением термопластичных элементов.

Проектирование зданий с применением средств выравнивания необходимо выполнять по рекомендациям специализированных научно-исследовательских институтов.

ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ

5.9. Одноэтажные каркасные производственные здания следует проектировать, как правило, по податливым конструктивным схемам. В качестве строительных мер защиты от влияния горных выработок необходимо предусматривать: разделение зданий на отсеки с устройством между ними деформационных швов; устройство связей-распорок и швов скольжения в фундаментных конструкциях, шарнирных и шарнирно-подвижных сопряжений и стыков несущих и ограждающих конструкций; снижение жесткости колонн и т.п.

5.10. Рекомендуются следующие конструктивные схемы одноэтажных производственных зданий:

обычные - с поперечными рамами, имеющими шарнирно-не-подвижное соединение колонн с ригелями и защемление в уровне верха фундаментов (рис. 9, а);

комбинированные - поперечных рам с качающимися крайними стойками (рис. 9, б) или шарнирно-подвижным опиранием ригелей на средние колонны (рис. 9, в)

поперечных рам с фундаментными связями-распорками в одном и двух уровнях (рис. 9, г, д);

поперечников с трехшарнирными рамами (рис. 9, е, ж);

продольных рам с постановкой (при необходимости) фундаментных связей-распорок и устройством в средней части крестовых или портальных связевых панелей, жестких или податливых в вертикальной плоскости (рис. 10).

5.11. Схемы поперечников, имеющие шарнирно-неподвижное соединение колонн с ригелями и защемление в фундаментах, рекомендуется применять для зданий, проектируемых на подрабатываемых территориях III, IV и IV, к групп. Комбинированные схемы поперечников рекомендуются для зданий, проектируемых на территориях I, II и III, к групп. Схемы поперечников с фундаментными связями-распорками в одном или двух уровнях, а также с применением трехшарнирных рам рекомендуются для зданий, проектируемых на территориях I, I, к, II, к групп и при технико-экономическом обосновании на внекатегорийных территориях.

5.12. Продольные рамы без фундаментных связей-распорок (за исключением шага, где устраивается блок жесткости) рекомендуются для зданий, проектируемых на территориях IV и IV, к групп. Продольные рамы с фундаментными связями-распорками в одном уровне рекомендуются при проектировании на территориях II, III групп, в двух уровнях и с устройством податливых связевых панелей в вертикальной плоскости - на территориях I, I, к - III, к групп.

Примечание. Не исключается возможность применения обычных схем одноэтажных каркасных зданий для более тяжелых горно-геологических условий, а комбинированных и других специальных схем - для менее тяжелых условий при соответствующем технико-экономическом обосновании.

5.13. Применение каркасов с подстропильными фермами на территориях I, II, I, к -III, к групп не рекомендуется.

5.14. Устойчивость одноэтажных каркасных зданий (отсеков) в поперечном направлении следует обеспечивать путем защемления колонн в фундаментах или введения трехшарнирных рам (см. рис. 9). В продольном направлении по каждому ряду колонн в его средней части необходимо устраивать блок жесткости путем установки вертикальных связей между колоннами и пролетными конструкциями. Фундаменты колонн в пределах блока жесткости соединяются связями-распорками.

Рис. 9. Схемы поперечных рам

a - с шарнирно-неподвижным опиранием ригелей на стойки; б, в - комбинированные, с качающимися крайними стойками и с шарнирно-подвижным опиранием ригелей на стойки в средних пролетах; г, д - с фундаментными связями-распорками в одном или двух уровнях; е, ж - из Г-образных элементов с шарнирным опиранием

Вертикальные связи, обеспечивающие пространственную устойчивость здания или отдельных его отсеков, следует группировать в пространственные блоки в средней части здания и рассчитывать на восприятие усилий от горизонтальных нагрузок и деформаций земной поверхности. При этом перекрытия должны иметь достаточную жесткость в горизонтальной плоскости для обеспечения совместной работы каркаса и пространственных блоков.

Рис. 10. Схемы продольных рам

а, б - бескрановых и кранозых здание с крестовыми связевыми панелями в блоке жесткости; в, г - то же, с фундаментными связями-распорками в одном уровне; д - с фундаментными связями-распорками в двух уровнях при прохождении уступов вне предела блоков жесткости; е, ж - с податливыми связевыми панелями, при прохождении уступа в пределах блока жесткости

5.16. В зданиях, оборудованных мостовыми кранами, подкрановые балки рассматриваются как распорки вертикальных связей. Крепление их должно быть рассчитано на передачу соответствующих усилий. Если имеются подстропильные фермы, то они выполняют функции распорок по колоннам, и связи-распорки, по верху колонн не предусматриваются.

5.16. Проектирование одноэтажных производственных зданий рекомендуется выполнять из условия соблюдения предельных размеров, которые для подрабатываемых территорий II - IV, III, к и IV, к групп необходимо принимать не более 72 м, а для подрабатываемых территорий I, I, к, II, к групп не более 48 м. Окончательные размеры зданий (отсеков) определяются с учетом комплексов дополнительных конструктивных мероприятий и расчетов конструкций.

5.17. Деформационные швы в одноэтажных каркасных зданиях выполняются путем установки дополнительных поперечных, продольных парных рам. Продольные деформационные швы рекомендуется образовывать увеличением общих габаритов зданий с сохранением типовых пролетов, поперечные деформационные швы - уменьшением шага между колоннами, примыкающими к швам. Размеры между плоскостями парных рам рекомендуется принимать минимальными. При этом отдельно стоящие фундаменты парных рам допускается проектировать уменьшенных габаритов, вытянутой формы в направлении деформационных швов и обрезанными со стороны деформационных зазоров. В обоснованных случаях смежные фундаменты парных рам допускается располагать вразбежку.

5.18. Деформационные зазоры между конструкциями фундаментов, стенового ограждения и покрытия рекомендуется устанавливать с учетом необходимой компенсационной линейной податливости деформационных швов в соответствии с формулами СНиП II-8-78, При этом максимальные значения линейной податливости следует ограничивать конструктивными возможностями элементов, перекрывающих зазоры.

5.19. В случаях, не противоречащих технологическим процессам, размещению и работе подъемно-транспортного оборудования, деформационные швы в одноэтажных каркасных зданиях допускается устраивать в типовом шаге или пролете колонн с помощью каткового или скользящего опирания несущих конструкций (рис. 11).

Опорные части несущих конструкций покрытия и колонн в шар-нирно-подвижных соединениях следит рассчитывать на дополнительные усилия, возникающие при перемещениях элементов соединений в крайние положения до ограничителей.

5.20. Для одноэтажных каркасных промышленных зданий наиболее благоприятным расположением на подрабатываемой территории является ориентирование плоскости поперечных рам по направлению простирания пластов полезного ископаемого или с отклонением не более 15°.

Рис. 11. Шарнирно-подвижное опирание ригелей на колонну

а - катковое; 6 - скользящее; 1 - пролетом конструкция; 2- колонна; 3 - косынка; 4 - ограничитель; 5 - опорный лист; 6 - каток; 7 - закладная деталь пролетной конструкции; 8 - шоп скольжении; 9 - металлический лист; 10 - опорный столик; 11 - вкладыш; 12 - реборда катка; 13 - подвижная плоская опора

При проектировании одноэтажных промышленных зданий на территориях с известным положением зон сосредоточенных деформаций следует здания размещать между этими зонами. Допускается членить здания на отсеки таким образом, чтобы деформационные швы располагались в указанных зонах.

5.21. При разрезке протяженных производственных зданий деформационными швами следует принимать равные размеры отсеков. Отличающиеся в силу необходимости размеры отсеков рекомендуется между собой располагать так, чтобы компенсационные зазоры деформационных швов были минимальными.

5.22. Шарнирно-неподвижные соединения колонн с ригелями рекомендуется устраивать с помощью центрирующих опорных вкладышей, размещаемых непосредственно между верхним обрезом колонн и опорной частью ригелей. Площадь вкладышей рекомендуется определять расчетом на местное сжатие с учетом неравномерное-тей эпюры давления, возникающих при угловых деформациях соединений.

При увеличении надкрановых габаритов зданий шарнирно-неподвижные соединения допускается образовывать на стальных опорных столиках, размеры которых определяются расчетом на действие максимальных продольных и поперечных сил (рис. 12).

5.23. Для оценки возможной применимости одноэтажных промышленных зданий и выбора их габаритных схем разрешается руководствоваться таблицей применимости поперечных рам (табл. 6).

5.24. Граница применимости зданий (отсеков) определяется показателем суммарных деформаций еп, который вычисляется по формуле:

                                                                                              (2)

где e, R - величины ожидаемых деформаций земной поверхности; ne, nк, me, me- коэффициенты перегрузки и условий работы, определяемые по указаниям СНиП II-8-78;

Н - высота здания от Подошвы фундаментов до низа пролетных конструкций (ферм, балок).

5.25. В зданиях с мостовыми кранами при типовом шаге колонн у деформационных швов допускается применять доборные элементы подкрановых балок, не стесняющие необходимую компенсационную податливость деформационных швов, а при уменьшенном шаге колонн у деформационных швов - консольное опирание подкрановых балок (рис. 13, а, б).

5.26. Размеры деформационных зазоров между торцами подкрановых балок рекомендуется назначать в зависимости от величин деформаций земной поверхности, но не менее 60 мм. При проектировании допускается принимать значения деформационных зазоров δдпр по табл. 7 в зависимости от групп подрабатываемых территорий, длин отсеков, расстояний  и hт (измеряемых соответственно от подошвы фундаментов и от головки подкрановых рельсов до плоскости верхнего обреза колонн) при выполнении условия

δпрдар,                                                                                                                      (3)

где ар - допустимый пролет рельса в свету между рельсовыми подкладами по прочности на изгиб.

Рис. 12. Шарнирно-подвижное опирание ригелей на колонну

а - высокое; б - низкое; 1 - колонна; 2 - пролетная конструкция; 3 - вкладыш; 4 - опорный столик 5 - столик для стеновой панели

5.27. Узлы сопряжения подкрановых балок с колоннами следует проектировать с учетом возможности рихтовок подкрановых конструкций в процессе эксплуатации зданий. Рекомендуется отдавать предпочтение узлам, рбеспечивающим рихтовку подкрановых балок (рис. 13, в).

Узлы сопряжения рекомендуется выполнять:

в верхней части линейно-подвижными в вертикальном направлении с резьбовым креплением опорных элементов;

в нижней части с опорными устройствами, позволяющими непосредственно корректировать положение подкрановых балок в вертикальном и горизонтальном направлениях, например, с винтовыми стойками опорных столиков.

При обосновании допускается опорные устройства выполнять из пакетов листовых или плитных подкладок.

Таблица 6

Тип отсека

Размер пролета, м

Высота колони, м

Шаг ферм, м

Применимость типа отсека

группа территорий

eп

1

2

3

4

5

6

72Б1-30-108а

72Б1-30-126а

72Б1-30-144а

72Б1-30-180а

30

10,8

12,6

14,4

18,0

6

III

III

II

II

5,4

5,6

6,4

6,8

72Б1-30-108в

72Б1-30т126в

72Б1-30-144в

72Б1-30-180в

30

10,8

12,6

14,4

18,0

12

III

III

II

II

5,5

5,7

6,5

7,0

72Б2-30-1086

72Б2-30-1266

72Б2-30-1446

72Б2-30-1806

72К1-30-1626

72К1-30-1806

30

10,8

12,6

14,4

18

16,2

18

12

-

IV

IV

III

III

III

2,1

2,3

2,4

4,2

6,0

6,2

72Б2-30-108в

72Б2-30-126в

72Б2-30-144В

72Б2-30-180в

72K1-30-162S

72К1-30-180В

30

10,8

12,6

14,4

18,0

16,2

18,0

12

-

IV

IV

III

III

III

2,3

2,5

2,6

4,4

6,3

6,5

72Б1-24-108а

72Б1-24-126а

72Б1-24-144а

72Б1-24-180а

24

10,8

12,6

14,4

18,0

6

III

III

II

II

7,5

7,8

14,3

15,5

72Б1-24-108в

72Б1-24-126в

72Б1-24-144в

72Б1-24-180в

24

10,8

12,6

14,4

18,0

12

III

III

II

II

7,6

7,9

14,4

15,7

72Б2-24-108б

72Б2-24-126б

72Б2-24-144б

72Б2-24-180б

24

10,8

12,6

14,4

18,0

6

IV

IV

III

II

3,2

3,3

6,8

10,3

72Б2-24-108в

72Б2-24-126в

72Б2-24-144в

72Б2-24-180в

24

10,8

12,6

14.4

18,0

12

IV

IV

III

II

3,3

3,5

7,1

10,5

72К1-24-108б

72К1-24-126б

72К1-24-162б

72К1-24-180б

24

10,8

12,6

16,2

18,0

6

IV

IV

III

II

5.1

5,4

8,3

15,5

72К1-24-108в

72К1-24-126в

72К1-24-162в

72К1-24-180в

24

10,8

12,6

16,2

18,0

12

IV

IV

III

II

5,3

5,5

8,6

15,9

72К2-24-108б

72К2-24-126б

72К2-24-162б

72K2-24-I80б

24

10,8

12,6

16,2

18,0

6

IV

IV

III

III

3,0

3,1

6,5

9,5

72К2-24-108в

72К2-24-126в

72К2-24-162в

72К2-24-180в

72К3-24-108в

72К3-24-126в

72К3-24-162в

72К3-24-180в

72Б3-24-60б

24

10,8

12,6

16,2

18,0

10,8

12,6

16,2

18,0

6,0

12

IV

IV

III

III

-

IV

IV

 

-

3,3

3,5

6,7

10,2

2,2

2,4

2,8

4,9

2,8

72Б3-24-72б

72Б3-24-84б

24

7,2

8,4

6

IV

IV

3,0

3,1

72Б3-24-60в

72Б3-24-72в

72Б3-24-84в

24

6,0

7,2

8,4

12

-

IV

IV

2,9

3,1

3,3

72Б1-18-48б

72Б1-18-60б

72Б1-18-72б

72Б1-18-84б

18

4.81

6,0

7,2

8,4

6

IV

IV

II

III

4,0

4,1

6,0

6,2

72Б1-18-48в

72Б1-18-60в

72Б1-18-72в

72Б1-18-84в

72Б1-18-108в

72Б1-18-126в

18

4,8

6,0

7,2

8,4

10,8

12,6

12

IV

IV

III

III

III

III

4,1

4,3

6,3

6,5

7,8

8,1

72Б2-18-48б

72Б2-18-60б

72Б2-18-72б

72Б2-18-84б

18

4,8

6,0

7,2

8,4

6

IV

IV

III

III

2,8

2,9

5,0

5,1

72Б2-18-48в

72Б2-18-60в

72Б2-18-72в

72Б2-18-84в

18

4,8

6,0

7,2

8,4

12

IV

IV

III

III

2,9

3,1

5,3

5,5

72Б3-18-48б

72Б3-18-60б

72Б3-18-72б

72Б3-18-84б

18

4,8

6,0

7,2

8,4

6

-

-

III

III

2,2

2,6

2,9

3,1

72Б3-18-48В

72Б3-18-60в

72Б3-18-72в

72Б3-18-84в

18

4,8

6,0

7,2

8,4

12

-

-

IV

IV

2,4

2,8

3,1

3,3

72Б4-18-48б

72Б4-18-60б

72Б4-18-72б

72Б4-18-84б

18

4,8

6,0

7,2

8,4

6

-

-

-

IV

1,9

2,3

2,7

3,1

72Б4-18-48в

72Б4-18-60в

72Б4-18-72в

72Б4-18-84в

72Б2-18-108в

18

4,8

6,0

7,2

8,4

10,8

12

-

-

-

IV

III

2,0

2,5

2,9

3,3

4,8

Продолжение табл. 6

Тип отсека

Размер пролета, м

Высота колони, м

Шаг ферм, м

Применимость типа отсека

группа территорий

eп

72Б2-18-126в

72Б3-18-108в

72Б3-18-126в

72К4-18-108в

72К4-18-126в

18

12,6

10,8

12,6

10,8

12,6

12

III

IV

IV

IV

IV

5,0

3,3

3,5

2,5

2,7

72Б1-12-48а

72Б1-12-60а

12

4,8

6,0

6

II

II

12,0

12,5

72Б2-12-48а

72Б2-12-60а

72Б3-12-48а

72Б3-12-60а

72Б4-12-48а

72Б4-12-60а

72Б5-12-48а

72Б5-12-60а

72Б6-12-48а

72Б6-12-60а

12

4,8

6,0

4,8

6,0

4,8

6,0

4,8

6,0

4,8

6,0

6

III

III

IV

III

-

VI

-

IV

-

IV

6,8

7,0

4,4

4,8

3,3

3,6

2,7

3,0

2,2

2,5

Примечание. Обозначение принятых типов отсеков:

Длина, м

Бескрановый (Б), крановый (К)

Количество пролетов

Размер пролета

72

Б

1

30

72

Б

2

24

72

К

4

18

Продолжение

Длина, м

Высота колонн, м

Конструктивный индекс

Шаг колонн, м

Шаг ферм,балок, м

72

10,8

а

6

6

72

14,4

б

12

6

72

12,4

в

12

12

Рис. 13. Крепление подкрановых балок к колоннам

а - с типовым шагом у деформационного шва; б - с уменьшенным шагом у деформационного шва; в - в средней части отсека (здания); 1 - колонна; 2- подкрановая балка; 3 - доборный элемент балки; 4 - кронштейн; 5 - опорный стержень; 6 - направляющие с ползуном; 7 - опорный лист; 8 - винтовой столик; 9- накладной уголок; δГ - величина рихтовки по горизонтали; δВ - величина рихтовки по вертикали; О -ось деформационного шва

5.28. Габариты приближения кранового оборудования к элементам зданий рекомендуется назначать из условий:

Гг ≥ 60+δгε;                                                                                                                                                        (4)

Гв ≥ 100+δв,                                                                                                                                                      (5)

где Гг - габарит приближения мостового крана в горизонтальном направлении к граням надкрановой части колонн или к элементам, закрепленным на них (мм); δгε - необходимая величина горизонтальной рихтовки подкрановых балок на один подкрановый путь в соответствии с деформациями земной поверхности.

Таблица 7

hT/hk+hф

Группа территорий

Расчетные величины деформационных зазоров между подкрановыми балками « деформационных швах δрпр д мм при длине отсеков, м

18

24

30

36

48

60

72

1,75

8,7

IV

68

90

90

110

140

180

210

III

113

151

150

180

230

300

360

II

198

264

260

310

410

510

610

I

373

498

460

560

740

920

-

2,05

9,9

IV

70

92

90

110

150

180

220

III

117

155

160

180

240

310

370

II

205

273

260

320

420

520

630

I

394

526

490

580

770

970

-

2,65

12,3

IV

73

97

100

110

150

190

230

III

123

163

160

190

250

320

380

II

219

293

280

330

440

550

660

1

437

583

530

630

840

-

-

2,95

14,1

IV

76

101

100

120

160

190

230

III

128

170

170

200

260

320

390

II

231

309

290

360

460

580

690

I

474

632

560

670

900

-

-

2,95

15,9

IV

78

104

100

120

160

200

240

III

132

175

170

200

270

340

410

II

240

321

300

360

480

600

720

1

500

668

600

720

960

-

-

3,35

17,7

IV

81

108

110

120

170

210

250

III

137

181

180

210

280

350

420

II

251

334

310

370

500

620

750

1

532

710

640

760

-

-

-

3,35

19,5

IV

83

111

110

130

170

210

260

III

141

187

180

220

290

360

430

II

262

348

330

390

520

650

780

I

564

752

680

810

-

-

-

Допускается значения принимать по табл. 8. равными расчетным величинам рихтовок δрп в зависимости от групп подрабатываемых территорий, количества и ширины пролетов, расстояний hк+hф и hт (мм); Гв - габарит приближения мостового крана в вертикальном направлении к нижним граням пролетных конструкций покрытия или к элементам, закрепленным на них (мм); δв - необходимая величина вертикальной рихтовки подкрановых балок в соответствии с деформациями земной поверхности (мм), принимаемая по большему значению по формулам:

при наклонах i

                                                                                                        (6)

Таблица 8

hT/hk+hф

Группа территорий

Расчетные величины горизонтальной рихтовки подкрановых балок в поперечном направлении на один подкрановый путь δрп мм, при количестве пролетов п и ширине пролетов, м

12

18

24

30

36

n

1

2

3

1

2

3

1

2

3

1

2

1

2

1,75

8,7

IV

III

II

I

4

7

11

17

4

6

10

15

3

4

7

10

6

9

15

22

5

8

12

18

4

7

11

16

8

13

20

30

6

10

16

24

6

9

15

22

9

15

24

36

8

13

20

30

9

15

23

36

9

15

24

36

2,05

9,9

IV

III

II

I

5

8

12

18

4

7

11

16

3

4

7

10

6

10

15

23

5

8

13

19

4

7

11

17

8

13

21

31

6

10

17

25

6

10

15

23

9

15

25

37

8

13

21

31

9

15

25

37

9

15

25

37

2,65

12,3

IV

III

II

I

5

8

12

18

4

7

11

16

3

4

7

11

6

10

15

23

5

8

13

19

4

7

11

17

8

13

21

32

6

10

17

25

6

10

16

64

10

16

26

39

8

13

21

32

10

16

26

39

10

16

26

39

2,95

14,1

IV

III

II

1

5

8

12

18

4

7

11

16

3

4

7

10

6

10

15

23

5

8

13

19

4

7

11

17

8

13

21

31

6

10

17

25

6

10

15

23

9

15

25

37

8

13

21

31

9

15

25

37

9

15

25

37

2,95

15,9

IV

III

II

I

4

7

11

16

4

5

9

14

2

4

6

9

5

9

14

21

4

7

11

17

4

6

10

15

7

12

19

28

6

10

15

23

5

9

14

21

8

14

23

34

7

12

19

28

8

14

23

34

8

14

23

34

3,35

17,7

IV

III

II

I

4

7

11

16

4

5

9

14

2

4

6

9

5

9

14

21

4

7

11

17

4

6

10

15

7

12

19

28

6

10

15

23

5

9

14

21

8

14

23

34

7

12

19

28

8

14

23

34

8

14

23

34

3,35

19,5

IV

III

II

I

4

6

10

15

3

5

9

13

2

4

6

9

5

8

13

19

4

6

10

15

4

5

9

14

7

11

17

26

5

8

13

20

5

8

13

19

8

13

21

31

7

11

17

26

8

13

21

31

8

13

21

31

при радиусах кривизны R

                                                                                                             (7)

где ni, nк, mi mк, - коэффициенты перегрузки и условий работы, определяемые по главе СНиП II-8-78; 1п - размер подкрановых путей в продольном или поперечном направлениях здания.

Допускается значения dв при проектировании принимать по табл. 9, 10 как сумму соответствующих расчетных величин рихтовок в продольном и поперечном направлениях в зависимости от групп подрабатываемых территорий, количества и ширины пролетов и длины подкрановых путей.

Таблица 9

Группа территорий

Расчетные величины вертикальной рихтопки-подкранояых балок

в продольном направлении

при длине подкрановых путей, м

30

36

48

60

72

144

216

IV

130

9

150

10

200

19

250

29

300

42

600

166

900

374

III

180

16

210

18

280

32

360

50

420

71

840

285

1260

641

II

250

37

300

42

400

74

500

85

600

166

1200

665

-

-

1

500

110

600

125

800

220

1000

350

1200

500

-

-

-

-

5.29. Для зданий с мостовыми кранами рекомендуется применять подкрановые пути с бесстыковыми рельсами, пропущенными в здании через все отсеки при общей длине одной петли, не превышающей 288 м (рис. 14). Крепление рельсовых плетей рекомендуется осуществлять:

линейно-подвижным фрикционным при помощи профильных тоннельных подкладок, не препятствующих продольным перемещениям плетей относительно подкрановых конструкций при взаимных смещениях отсеков;

неподвижным для предотвращения их угона в средней части плетей на длине одного шага, в котором размещен блок жесткости.

Допускается применять подкрановые пути с неподвижными креплениями рельсов к подкрановым балкам при условии выполнения у деформационных швов сменных рельсовых вставок с одинарным или двойным подвижным стыком (рис. 15).

5.30. Стеновые панели ограждения следует проектировать по податливым схемам, допускающим взаимные линейные и угловые подвижки панелей без нарушения прочности крепления панелей к колоннам и без разгерметизации вертикальных и горизонтальных швов между панелями (рис. 16).

Крепление панелей рекомендуется осуществлять по четырем углам шарнирными соединениями, например стержневыми накладными элементами: с одной стороны, при укороченных стержнях (шарнирно-неподвижно), с другой - при удлиненных стержнях (шарнирно-подвижно).

Таблица 10

Группы территорий

Расчетные величины вертикальной рихтовки подкрановых балок

в поперечном направлении

при количестве пролетов п и ширине пролетов, м

n

12

18

24

30

36

42

IV

2

 

3

4

72

6

9

14

90

10

21

31

120

18

37

70

153

29

73

110

151

42

83

125

180

57

113

170

III

2

 

3

4

100

10

16

24

125

18

35

53

167

32

64

121

214

50

126

189

211

71

142

213

247

97

194

291

II

2

 

3

4

144

23

37

55

180

42

83

125

240

74

160

283

306

117

294

441

302

167

332

498

353

226

452

679

I

2

 

3

4

288

70

110

116

360

125

248

375

480

220

445

846

612

350

882

-

604

500

998

-

706

679

-

-

Крепление панелей в углах зданий и у деформационных швов рекомендуется выполнять при укороченных стержнях (рис. 17).

Для навески стеновых панелей рекомендуется устраивать опорные консольные столики:

на колоннах в уровнях цоколя и верха оконных проемов;

на колоннах в других местах по высоте из условий прочности панелей от воздействия массы вышележащих участков стен;

на торцах пролетных конструкций покрытия в уровне их низа.

5.31. Деформационные зазоры между отсеками производственных зданий в стеновых ограждениях следует перекрывать с наружных и внутренних сторон панелей компенсационными устройствами из железобетона, армоцемента, асбофанеры, поливинилхлорида, стеклопластика и других материалов в зависимости от технологических и архитектурных требований (рис. 17).

Зазоры допускается перекрывать накладками:

гибкими фигурными, например, V-образного профиля с неподвижными креплениями к панелям; плоскими с фрикционным креплением, например, со щелевыми-горизонтальными отверстиями, обеспечивающими линейную податливость устройств, и нательниками, обеспечивающими герметичность деформационных швов.

Рис. 14. Крепление бесстыковых рельсов к подкрановым балкам

а - схема; б - неподвижное; в - подвижное; 1 - колонна; 2 - блок жесткости; 3 -подкрановая балка; 4 - крановый рельс; 5 - упругая прокладка; в - профильная стальная подкладка 7 - зажим; 8 - профильная тоннельная подкладка; 9 - анкерный болт; 10 - шайба; 11 - гайка; 12 - упор; 13 - ограничитель; l - шаг колонн

Рис. 15. Соединение рельсов у деформационного шва

а - с двойным подвижным стыкам; б - с одинарным подвижным стыком; 1 - колонна; 2 - подкрановая балка; 3 - крановый рельс; 4 - сменная вставка; 5 - плоская накладка; 6 - фигурная накладка; 7 - болт; 8 - гайка; 9 - шайба; δп - предельная величина подвижки; О - ось дьформанионного шва (на сечениях 1-1. 2-2, 9-3 подкрановые балкн условно не показаны)

Рис. 16. Стеновое панельное ограждение

1 - колонна; 2 - пролетная конструкция; 3 -вкладыш; 4 - фундамент; 5 - фундаментная балка; 6 - отмостка; 7 - противоморозная засыпка; 8 - стеновая панель; 9 - столик для стеновой панели; 10- закладная деталь колонны; 11 - укороченный крепежный стержень; 12 - удлиненный крепежный стержень; 13 - закладная деталь панелн; 14 - закладная деталь пролетной конструкции; 15 - упругие прокладки; а1, а2 - толщина горизонтальных швов; а3 - толщина вертикального шва между панелями

5.32. В производственных зданиях диски покрытий рекомендуется выполнять простой формы, без выступающих над дисками световых или аэрационных фонарных конструкций, из сборных железобетонных плит, соединенных с верхними поясами ригелей, обеспечивающих необходимую вертикальную податливость и жесткость в горизонтальной плоскости при передаче нагрузок.

В зданиях с разным шагом колонн не рекомендуется применять подстропильные конструкции.

Рис. 17. Деформационный шов в стеновом панельном ограждении

а - с неподаижным внутренним креплением; б - с подвижным креплением; 1 - колонна; 2 - стеновая панель; 3 - компенсатор из оцинкованной стали; 4 - плоская листовая накладка; 5 - щелевое отверстие; 6 - пащслькик с зубом; 7 - шпилька; 8 - шайба; 9 - гайка; 10 - закладная деталь колонны; 11 - укороченный крепежный стержень; 12 - закладная деталь стеновой панели; 13 - зуб; аш - компенсационная способность деформационного шва; Δ - ширина щелевого отверстия; О - ось деформационного шва

На подрабатываемых территориях II-IV; IV, к групп допускается осуществлять крепление плит покрытий к ригелям на сварке через закладные детали не менее чем по трем углам, а швы между плитами рекомендуется замоноличивать мелкозернистым бетоном. Для усиления дисков допускается в замоноличенных швах устанавливать арматуру.

На подрабатываемых территориях I; I, к - III, к групп крепление плит покрытий к ригелям допускается осуществлять стержневыми элементами по четырем углам, а под опорами плит устраивать упругие прокладки. Швы между плитами вдоль ригелей допускается заполнять эластичными материалами, например поролластом макропористой резиной и др.

5.33. Деформационные зазоры в кровлях покрытий в продольном, и поперечном направлениях рекомендуется перекрывать гибкими листовыми элементами:

нижними в виде накладок фигурного профиля, например, V-образного;

верхними в виде цилиндрических лотковых приставок.

К плитам покрытий гибкие элементы рекомендуется закреплять неподвижно. С наружной стороны цилиндрических лотковых приставок рекомендуется размещать соответственно пароизоляционные, утеплительные и гидроизоляционные слои. Допускается устраивать пароизоляцию с нижней стороны фигурных накладок (рис. 18).

Толщину и высоту гибких элементов следует определять расчетом их на прочность и компенсационную способность, при этом из конструктивных соображений высоту гибких элементов рекомендуется принимать не менее 0,6 ширины деформационных зазоров и не менее 100 мм.

В местах деформационных швов рекомендуется укладывать дополнительный гидроизоляционный слой с запуском его за грани деформационных зазоров не менее 500 мм.

5.34. Для всех групп подрабатываемых территорий в одноэтажных каркасных зданиях (отсеках) необходимо устраивать системы вертикальных и горизонтальных связей, соединяющие конструкции в продольном направлении и обеспечивающие каркасам устойчивость и малую деформативность. Связи рекомендуется выполнять из стального проката и присоединять к железобетонным конструкциям через закладные детали на сварке. При специальном обосновании связи допускается выполнять из других материалов.

На подрабатываемых территориях IV группы системы связей по каркасам допускается не устраивать при пролетах не более 12 м, высоте колонн не более 4,2 м и количестве колонн по каждой продольной раме не менее 5 при условии восприятия каркасами всех действующих горизонтальных нагрузок.

5.35. В одноэтажных каркасных зданиях для III, IV, IV, к подрабатываемых территорий вертикальные связи следует выполнять в каждом отсеке в виде геометрически неизменяемых связевых панелей, сгруппированных в блок жесткости в одном шаге.

Вертикальные панели по каждой продольной раме между колоннами рекомендуется устраивать:

при шаге колонн 6 м и высоте до 8,4 м с применением одного крестообразного элемента;

при шаге колонн 6 м и высоте более 8,4 м с применением двух крестообразных элементов сочлененных в двух уровнях;

Рис. 18. Деформационный шов в покрытии

а - поперечный; б - продольный; 1 - верхний пояс пролетной конструкции; 2 - плита покрытия; 3, 4, 5 - компенсаторы из оцинкованной стали; 6 - неподвижное крепление компенсатора к плите; 7 - утеплитель; 8 -рулонная кровля; 9 - дополнительный рулонный ковер; 10- пароизолядня; аш - компенсационная способность деформационного шва; δ1, δ2 - зазор в свету между торцами плит покрытия или пролетных конструкций; О -ось деформационного шва

при шаге колонн 12 ми высоте более 8,4 м с применением одного или двойных крестообразных элементов с общим центром пересечения в средней части шага.

При необходимости конфигурацию решетки вертикальных связевых панелей допускается принимать в виде портала или другой формы.

Как правило, в блоках жесткости в системах вертикальных панелей следует предусматривать замыкающие горизонтальные связи между колоннами (в том числе в уровне верха колонн) и связи-распорки между фундаментами в пределах блоков жесткости.

5.36. Для II, III, IV, к групп подрабатываемых территорий в покрытиях со стропильными фермами длиной 18 м и более рекомендуется выполнять между фермами в блоках жесткости вертикальные связевые панели в середине каждого пролета.

5.37. Для I, II, к; III, к групп подрабатываемых территорий вертикальные связевые панели между колоннами следует выполнять податливыми (рис. 19, а). Для этих же условий рекомендуется выполнять податливыми вертикальные связевые панели между ригелями.

При необходимости податливые связевые панели рекомендуется применять при проектировании зданий на подрабатываемых территориях I, к группы.

При специальном обосновании податливые связевые панели допускается проектировать с различными формами решетки и с разными размерами составляющих элементов.

5.38. Блоки жесткости рекомендуется размещать по осям симметрии отсеков или близко к осям симметрии. Блоки жесткости с вертикальными податливыми связевыми панелями допускается размещать в разных частях отсеков за исключением крайних шагов.

5.39. В пределах блоков жесткости в плоскости нижних поясов стропильных ферм следует предусматривать горизонтальные связевые панели для I; I, к, II, к групп подрабатываемых территорий, а также для II; III, к групп подрабатываемых территорий в тех случаях, когда центральные оси зданий отклонены от главных осей мульд сдвижения на угол более 20°. В остальных случаях необходимость применения горизонтальных связевых панелей рекомендуется устанавливать расчетом.

Горизонтальные связевые панели рекомендуется проектировать так, чтобы их узлы сходились с узлами стропильных ферм и вертикальных связевых панелей.

5.40. Вне блоков жесткости горизонтальные связи по покрытиям и в уровне верха колонн следует выполнять в случаях, когда через элементы дисков, ригели и опорные узлы не обеспечивается передача й восприятие горизонтальных нагрузок.

5.41. Для I, к, II, к групп подрабатываемых территорий узлы крепления горизонтальных связей и связевых панелей к колоннам и ригелям следует проектировать из условия обеспечения расчетных неравномерных перемещений смежных рам в вертикальном направлении.

5.42. При наличии в одноэтажных каркасных зданиях мостовых кранов податливые связевые панели по п. 5.37 следует устанавливать относительно подкрановых балок в двух уровнях.

Для ступенчатых колонн податливые связевые панели следует размещать в пределах каждой части колонны в вертикальной плоскости, проходящей через центры тяжести сечений.

При применении в зданиях двухветвевых колонн податливые связевые панели следует устраивать в двух вертикальных плоскостях, проходящих через центры тяжести сечении каждой ветви.

5.43. При проектировании податливых связевых панелей по пункту 5.37 рекомендуется выполнять:

Рис. 19. Податливая связевая панель

а - конструктивная схема; б - расчетная схема; 1 - фундамент; 2 - колонна; 3 - фундаментная связь; 4 - ригель; 5 - горизонтальная связь по верху колонн; 6 - диагональная связь; 7 - горизонтальная связь податливой панели; 8 - ползун; 9 - цилиндрическая открытая опора; 10- косынка; 11 - фланец; Δп - характеристика податливости панели; О - ось колонны; О1- ось элементов податливой связевой панели

верхние узлы по характеристикам податливости Δ с ползунами обеспечивающими неравномерное перемещение наклонных элемемтов в вертикальном направлении относительно открытых цилиндрических опор, закрепленных на колоннах;

средние узлы по характеристике податливости Δ с накладками, обеспечивающими взаимное перемещение наклонных элементов, расположенных в одной плоскости;

нижние узлы в обычном исполнении путем соединения наклонных элементов с закладными деталями колонн на косынках.

При обосновании конструкции крепления направляющих пар трения к колоннам и наклонным элементам, а также форму сечений элементов допускается изменять.

5.44. Вертикальные и горизонтальные связи в одноэтажных каркасных зданиях следует рассчитывать на особые сочетания нагрузок с учетом различных комбинаций деформаций земной поверхности.

Связи в зданиях допускается рассчитывать как отдельные системы, части систем и элементы, полностью воспринимающие и передающие нагрузки или их часть от конструкций на основание.

5.45. Расчет и проверку прочности податливых связевых панелей и их элементов по п. 5.37 следует выполнять для двухсостояний:

при статическом положении конструкций на совместные воздействия расчетных горизонтальных нагрузок и деформаций земной поверхности по расчетным характеристикам материалов;

при динамическом положении конструкций на совместные воздействия расчетных горизонтальных нагрузок, деформаций земной поверхности и дополнительных сил, возникающих в момент движения конструкций при вынужденных сдвижениях основания за счет изменения схемы их работы, по нормативным характеристикам материалов.

5.46. Расчет податливых связевых панелей рекомендуется выполнять в соответствии с расчетной схемой, представленной на рис. 19. Допускается разделять вертикальные связевые панели на простейшие системы. Каждую систему рекомендуется проектировать из условия работы наклонных элементов на растяжение и сжатие с изгибом.

5.47. При проектировании вертикальных связевых панелей напряженно-деформированное состояние элементов следует регулировать путем изменения углов наклона α, плеч ползунов а и b, коэффициентов трения покоя fтр.п и коэффициентов трения движения fтр.д, a также материалов трущихся пар.

5.48. Расчет вертикальных податливых панелей блоков жесткости производится с учетом указаний специальных рекомендаций.

РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ

5.49. При расчете поперечных рам одноэтажного каркасного здания на обычные нагрузки (снеговые, ветровые, крановые) и воздействие от деформаций земной поверхности рекомендуется учитывать упругое защемление стоек в основание (упругий поворот фундаментов). Исключением могут быть поперечные рамы зданий, проектируемых на практически несжимаемом основании (скальных грунтах).

Определение усилий в элементах поперечной рамы следует производить с учетом продольно-пвяеречного изгиба и работы колонн в упругой или упругопластической стадиях напряженно-деформированного состояния. Продольно-поперечный изгиб учитывается при условии

                                                                                                                                    (8)

где SN - сумма всех вертикальных сил, действующих на рассматриваемую колонну;

hk - высота колонны;

[Bн]- эквивалентная жесткость нижней (подкрановой) части колонны.

Если условие (8) не соблюдается, то каркасы одноэтажных зданий рассматриваются как упруго-изгибаемые системы. Влияние продольного изгиба при этом учитывается введением коэффициента h>1 (СНиП Н-21-75)

5.50. При расчете каркасного здания с учетом деформационных воздействий от влияния горных выработок рекомендуется:

проверить несущую способность колонн и при необходимости назначить соответствующее армирование, марку бетона или изменить расчетную схему;

проверить общую устойчивость здания и при необходимости назначить дополнительное усиление конструкций и конструктивные мероприятия;

при устройстве фундаментных связей-распорок назначить их сечение, армирование и марку бетона;

5.51. При расчете поперечных рам наиболее приемлемым является метод перемещений. Единственным неизвестным для поперечных рам будет Dр - горизонтальное перемещение ригеля плоской (загружаемой) рамы.

Вводя по направлению неизвестного перемещения стерженек связи (в узле сопряжения стойки с ригелем), получим основную систему. От действия единичного неизвестного в стойках плоской рамы возникают реакции r11. В стерженьке связи возникает реакция Rс, равная сумме реакций верха колонн плоской рамы от перемещения Dр = 1. Для каждого вида загружения составляется каноническое уравнение

                                                                                                           (9)

где Rp- сумма реакций верха колонн плоской рамы от нагрузки;

Dр - горизонтальное перемещение ригеля плоской рамы от нагрузки.

Упругая реакция в уровне верха рассматриваемой колонны от нагрузки определяется по формуле:

                                                                                                            (10)

где r1p, r11- реакции в уровне верха рассматриваемой колонны плоской рамы в основной системе соответственно от нагрузки и единичного смещения, определяемые согласно указаниям пп. 5.55, 5.56.

Горизонтальное перемещение ригеля плоской рамы от нагрузки Dр определяется из уравнения (9).

5.52. Усилия в сечениях колонн (М, Q, N) определяют как для консольной балки, загруженной нагрузкой и упругой реакцией ryn.

Обычно расчетными являются три сечения по длине колонн; 1-1 - над крановой консолью, 2-2 - под крановой консолью, 3-3-у верха фундамента (опорное сечение).

5.53. Расчет поперечных рам одноэтажных каркасных зданий выполняется при следующих исходных предпосылках:

ригели и фундаменты принимаются бесконечно жесткими; продольные деформации в ригелях и колоннах не учитываются;

При горизонтальных деформациях земной поверхности отсутствует взаимное горизонтальное смещение деформируемого основания и фундаментов;

жесткость сечений железобетонных колонн определяется с учетом их работы в упругой или упругопластической стадиях напряженно-деформированного состояния в зависимости от действующих усилий (п. 5.60).

жесткость сечений металлических колонн определяется как произведение модуля упругости металла (Е) и момента инерции (I),

Податливость грунта в основании фундамента оценивается величиной А, которая определяется по формуле:

                                                                                                               (11)

где Iф - момент инерции подошвы фундамента относительно оси, перпендикулярной плоскости поперечной рамы и проходящей через точку приложения равнодействующей вертикальных сил, в плоскости подошвы фундамента; Сj - коэффициент жесткости, определяемый по формуле:

                                                                                                      (12)

 - модуль длительных деформаций, принимаемый для глинистых грунтов по табл. 2 прил. 2 СНиП II-8-78;

wj - безразмерный коэффициент формы, определяемый по табл. 11 в зависимости от соотношения сторон подошвы фундамента - сторона подошвы фундамента в направлении горизонтальных деформаций грунта);

F - площадь подошвы фундамента (при F > 10 м2 принимать F = 10 м2);

mг - коэффициент Пуассона грунта

Таблица 11

b/a

0,33

0,5

0,66

1.0

1,5

2,0

3,0

ωφ

1,65

1,72

1,80

1,98

2,24

2,5

2,97

5.54. Значения величин, входящих в формулы расчета поперечных рам, определяются следующими выражениями в зависимости от геометрических и жесткостных параметров и нагрузок

                                                                           (13)

5.55. Реакции в уровне верха колонн плоской рамы основной системы при единичном смещении основания (Δ = 1) следует определять по формуле:

                                                                                      (14)

где KDR - коэффициент, определяемый по номограмме (рис. 20) или по формуле:

                                                                           (15)

или

                                                                                    (16)

где KрDR - коэффициент, определяемый по номограммам (рис. 21-36), построенным в соответствии с формулой

                                                                                                (17)

где

                                                                 (18)

Рис. 20. Номограмма для определения коэффициента KDR

В тригонометрических функциях величина β, определяемая по формуле: (8), принимается в радианах.

5.56. Реакции в уровне верха колонн плоской рамы основной системы определяются следующим образом:

от действия момента Mп приложенного в верхнем конце колонны

                                                                                                         (19)

от действия момента Mk, приложенного к колонне на уровне консоли подкрановой части

                                                                                                         (20)

Рис. 21. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф =0,15; β = 0,16; λ=0,25

Рис. 22. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,16; λ =0,45

Рис. 23. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,3; λ =0,25

Рис. 24. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,3; λ =0,45

Рис. 25. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,5; λ =0,25

Рис. 26. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,5; λ =0,45

Рис. 27. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,7; λ =0,25

Рис. 28. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 0,7; λ =0,25

Рис. 29. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1; λ =0,25

Рнс. 30. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1,0; λ =0,45

Рис. 31. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1,3; λ =0,25

Рис. 32. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1,3; λ =0,45

Рис. 33. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1,5; λ =0,25

Рис. 34. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 1,5; λ =0,45

Рис.35. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 2; λ =0,25

Рис. 36. Номограмма для определения коэффициента KрDR при λф = 0,15; β = 2; λ =0,45

от действия поперечной силы Т

                                                                                                                                                 (21)

от действия горизонтальной равномерно распределенной нагрузки интенсивностью q

                                                                                                             (22)

от действия горизонтальных сдвижений основания на величину Dl

                                                                                                                    (23)

от поворота основания фундамента на угол φ

                                                                                                      (24)

где φ - определяется в случае плавныx деформаций земной поверхности по формуле: (5) СНиП II-8-78; в случае образования уступа в основании фундаментов - по формуле:

                                                                                      (25)

где hy - расчетная величина уступа;

Hн - мощность наносов, принимаемая не более 15 м, или толщина грунтовой подушки (в случае скальных грунтов), равная половине минимального размера подошвы фундамента;

jг - расчетный угол внутреннего трения грунтов основания; mП, mк, mТ, mq  - коэффициенты, определяемые по номограммам (рис. 37, 38), построенным в соответствии с формулами:

                                               26)

5.57. Расчет поперечных рам по комбинированным схемам (см. рис. 9, б) отличается определением реакции верхнего конца колонн основной системы с шарнирным опиранием на фундаменты.

Исходные данные принимаются те же, что и для колонн с шарнирно-неподвижным опиранием ригелей и защемлением в фундаменте, но без учета высоты фундамента.

Рис. 37. Номограмма для определения коэффициентов mп и mк

Рис. 38 Номограмма для определения коэффициентов mg и mт

5.58. Реакция в уровне верха колонн основной системы с шарнирным опиранием на фундаменты при единичном смещении основания определяется по формулам:

                                                                                                                                                 (27)

где

                                                              (28)

5.59. Реакция в уровне верха колонн основной системы с шарнирным опмраиием на фундаменты определяется следующим образом:

от действия момента Мп, приложенного в верхнем конце колонны

                                                                                                       (29)

где:

                                                                                      (30)

от действия момента Мк, приложенного к колонне на уровне консоли подкрановой части

где:

                                                                                                                      (31)

от действия поперечной силы Т

                                                                                                            (32)

где

                                                                                                                       (33)

от действия горизонтальной равномерно распределенной нагрузки интенсивностью q

                                                                                                          (34)

Рис. 39. Определение эквивалентной жесткости колонны

а - номограмма для определения отношения эквивалентной жесткости Вэкв рассматриваемой части колонны к жесткости опорного сечения Вн; б - расчетное определение Вэкв

Примечание: Знак момента МТ В формулах пп. 7, 8 принимается таким же, как для момента Мн.

Рис. 40. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 30´30 см при ξ≤ξR

Рис. 41. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 30´30 см при ξ < ξR, где ξ = ξ1 + ξ2

Рис. 42. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 40´40 см при ξ≤ξR

Рис. 43 Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 40´40 см при ξ < ξR, где ξ = ξ1 + ξ2

Рис. 44. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´50 см при ξ≤ξR

где:

;

                                                                                                                         (35)

от горизонтального смещения фундамента на величину Dl

                                                                                                                  (36)

Рис. 45. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´50 см при ξ < ξR, где ξ = ξ1 + ξ2

от поворота основания на угол φ

                                                                                                            (37)

5.60. При расчете железобетонных каркасов подрабатываемых промышленных зданий жесткость в расчетном сечении колонны определяется по рекомендациям разд. 8 настоящего Руководства.

Эквивалентную жесткость [В] железобетонной колонны или отдельных ее частей с постоянным сечением и постоянной продольной силой рекомендуется определять по номограммам, представленным на рис. 39. При первом случае эпюр моментов и жесткостей необходимо пользоваться номограммами А и Б, при втором случае - номограммой Б, при третьем случае - номограммами В и Б. Порядок определения величин [В]/Вп показан стрелками на рис. 39 для случаев 1, 2 и 3.

Рис. 46. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´60 см при ξ≤ξR

Рис. 47. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´60 см при ξ < ξR, где ξ = ξ1 + ξ2

Рис. 48. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´80 см при ξ≤ξR

5.61. Расчет рамы необходимо начинать как расчет упругой системы с кратковременным действием всех нагрузок. Усилия, полученные в результате расчета упругой системы, используются для определения жесткостей, которые вводятся в повторный расчет. Производится, таким образом, многократный расчет с уточненными в процессе последовательных приближений жесткостями. Расчет при кратковременном действии нагрузок считается законченным, когда величины жесткостей колонн последнего расчета отличаются от величин предыдущего расчета не более чем на 5 %. После этого определяются жесткости с учетом длительно действующих нагрузок и выполняется окончательный расчет рамы. При этом должно соблюдаться следующее условие: МР < [М], где МР, [М] – расчетный момент в рассматриваемом сечении и предельный, определяемый по номограммам, построенным в. соответствии с требованиями главы СНиП II-21-75.

Рис. 49. Номограмма предельных моментов в железобетонных колоннах сечением 50´80 см при ξ > ξR, где ξ = ξ1 + ξ2

РАСЧЕТ ПРОДОЛЬНЫХ РАМ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ

5.62. Устройство блока жесткости в средней Части отсека здания и наличие в продольной раме, как правило, трех и более колонн позволяет в расчетах не учитывать перемещение верха стоек, т.е. продольная рама подрабатываемого одноэтажного каркасного здания может считаться несвободной и расчет сводится к определению дополнительных усилий в отдельных стойках при горизонтальном смещении и повороте основания фундаментов.

5.63. Реакции в уровне верха колонн продольных рам бескрановых зданий определяются по рекомендациям, изложенным в п.п. 5.49-5.61.

5.64. Реакции в уровне верха колонны продольных рам с двухъярусным расположением продольных связей каркаса для крановых зданий RB определяются по формуле:

                                                                                                                                                           (38)

реакции в уровне подкрановых балок

                                                                                                       (39)

где Мб, Мн - моменты соответственно в уровне подкрановых балок и верха фундаментов, определяемые по п. 5.65.

5.65. Изгибающие моменты в стойках продольных рам с двухъярусным расположением продольных связей определяются по формулам:

от горизонтальных деформаций: момент в уровне верха фундамента МнD

                                                                                                                                             (40)

момент в уровне подкрановых балок

                                                                                                          (41)

от искривления основания:

момент в уровне верха фундамента

                                                                                                           (42)

момент в уровне подкрановых балок

                                                                                                            (43)

где V1, V2, V3, V4- коэффициенты, определяемые по номограммам (рис. 50-52) в зависимости от величины

                                                                                     (44)

или по формулам:

                                                                          (45)

                                                                            (46)

Рис. 50. Номограмма для определения коэффициентов V1, Vп

Рис. 51. Номограмма для определения коэффициента V2

Рис. 52. Номограммы для определения коэффициентов V3, V4

                                                                         (47)

                                                                        (48)

                                                                                                               (49)

момент в опорном сечении колонны при повороте фундамента в продольном направлении на единичный угол;

[BПН] - эквивалентная жесткость подкрановой части колонны в плоскости продольной рамы;

αп- отношение эквивалентных жесткостей подкрановой и над крановой частей колонны в плоскости продольной рамы;

- отклонение колонны от вертикали;

 - наклон основания фундамента колонны от радиуса кривизны;

- горизонтальное смещение основания фундамента;

Aп - податливость грунта в основании фундамента в плоскости продольной рамы, определяемая по формуле: (11).

РАСЧЕТ СВЯЗЕЙ-РАСПОРОК МЕЖДУ ОТДЕЛЬНО СТОЯЩИМИ ФУНДАМЕНТАМИ

5.66. Связи-распорки устраиваются для защиты фундаментов от поворотов и снижения влияния горизонтальных деформаций основания на напряженно-деформированное состояние несущих элементов каркасов промышленных зданий.

5.67. Связи-распорки располагаются в одном или двух уровнях, Применение связей-распорок в одном уровне рекомендуется для каркасных промышленных зданий, проектируемых на подраоатывае-мых территориях II - IV, IV, к групп; в двух уровнях -I-, I, к-III, к групп и на сверхкатегорийных площадках с тектоническими пару шениями, с выходами рабочих угольных пластов на земную поверхность, а также на площадках со старыми горными выработками, пройденными на малых глубинах.

Варианты конструктивного решения устройства связей-распорок приведены на рис. 53.

Примечание. При устройстве связей-распорок в одном уровне верхние не ставятся.

5.68. Для обеспечения работы связей-распорок на центрально направленные усилия устраиваются шарниры по их концам, а под подошвой - подготовка из легко сжимаемого материала. Указанным материалом может служить смесь, состоящая из равных частей мятой жирной глины и мелких древесных опилок. Толщина подготовки принимается не менее разности величины оседания фундаментов, соединенных связью.

Шарнирность соединений связей-распорок с отдельно стоящими фундаментами достигается за счет расположения по нейтральной оси связей арматуры, выпуски которой соединяются ванной сваркой с выпусками из фундаментов и замоноличиваются бетоном.

5.69. Анкеровка выпусков арматуры в связях и фундаментах производится согласно главе СНиП II-21-75. Площадь поперечного сечения выпусков принимается равной площади Поперечного сечения рабочей арматуры связей-распорок.

5.70. Поверхности замоноличенных бетоном шарнирных соединений дважды покрываются битумом вязкой консистенции с целью предохранения арматуры от коррозии при раскрытии трещин в бетоне.

5.71. С целью снижения усилий в связях-распорках промышленные здания размером в плане более 72 м, как правило, разделяются деформационными швами на отсеки и при необходимости устраиваются между подошвой фундаментов и подготовкой швы скольжения из двух слоев пергамина с прослойкой молотого графита. На подрабатываемых территориях I, I, к - III, к групп и сверхкатегорийных площадках длина промышленных зданий (отсеков) не должна превышать 48 м.

Рис. 53. Варианты конструктивного решения связей-распорок

a - верхние и нижние связи-распорки расположены по оси фундаментов; б - верхние связи-распорки расположены по оси ряда фундаментов нижние по краям фундаментов; в-верхние и нижние связи-распорки расположены соответственно, по краям стаканов и фундаментов; 1 - связи-распорки; 2- отверстия в коллонах и стенках фундаментов; 3 - стержни из арматуры в шарнире; 4 - ванная сварка арматурных выпусков; 5 -рабочая арматура связи-распорки в пролете; 6 - подготовка из легко сжимаемого материала; 7 - шарниры

5.72. Деформационные швы должны разделять смежные отсеки промышленного здания по всей высоте, включая фундаменты и кровлю.

5.73. В пределах здания (отсека) связи-распорки располагают на одной отметке путем заложения фундаментов на одинаковой глубине. При необходимости заглубления фундаментов на разных отметках их располагают в одном уровне, а разность заглублений заполняют бутовой кладкой или бутобетоном. Между подошвой фундаментов и подбуткой или подбетонкой выполняется шов скольжения. При этом плоскость шва скольжения должна быть тщательно выровнена. Отклонения размеров шва по вертикали допускаются не более 5 мм на 1 м длины шва.

5.74. Минимальное поперечное сечение связей-распорок принимается из условия расположения арматуры, но не менее 20´20 см. Увеличение поперечного сечения связей-распорок осуществляется, как правило, за счет их ширины. Высота сечения связей назначается в пределах 1/50 … 1/20 их расчетного пролета, который принимается равлым расстоянию между фундаментами в свету.

5.75. Расчет по прочности связей-распорок длиной до 12 м в свету рекомендуется производить на центральное растяжение или центральное сжатие. При этом значение коэффициента продольного изгиба принимается равным единице.

5.76. Нормативные значения модуля общей деформации, угла внутреннего трения и удельного сцепления грунтов должны устанавливаться на основе непосредственных определений в полевых или лабораторных условиях. Расчетные значения указанных характеристик грунта, необходимые для определения нагрузок, действующих на отдельно стоящие фундаменты от воздействия деформаций земной поверхности, принимаются согласно главе СНиП 2.02.01-83.

5.77. Усилия сжатия или растяжения в связях-распорках определяются по формуле:

                                                                                                         (50)

где Nε - равнодействующая сил, приложенных к отдельно стоящему фундаменту от воздействия горизонтальных деформаций земной поверхности

                                                                                          (51)

Ny - равнодействующая сил, приложенных к отдельно стоящему фундаменту при образовании уступа в основании

                                                                                         (52)

m - количество фундаментов отданного сечения до конца ряда фундаментов, через который не проходит центральная ось здания (отсека),

где NТe, NТ(у), Nб(e), Nб(у), NД(e), NД(у)e - величины сил трения грунта, действующих соответственно по подошве, боковым поверхностям и давление на лобовую поверхность 1-го фундамента.

Таблица 12

alb

5

3

2

1,5

1

0,66

0,5

0,33

0,2

ωz,i

1,22

1,13

1,09

1,07

1,06

1,07

1,09

1,13

1,22

ωx,i

0,53

0,53

0,53

0,53

0,50

0,45

0,42

0,37

0,29

5.78. Величина силы трения грунта, действующая по подошве фундамента при воздействии горизонтальных деформаций растяжения-сжатия земной поверхности NT(e), определяется по формуле:

                                                                   (53)

Величина силы трения, действующая по подошве фундамента при воздействии уступа в основании NТ(у), определяется по формуле:

                                                                   (54)

где NТ(пр) величина предельной силы трения от сдвигающегося грунта по подошве фундаментов, определяется по формуле:

                                                                                          (55)

Cx - коэффициент жесткости основания при сдвиге, определяется по формуле:

                                                                                 (56)

где FПi - площадь подошвы i-го фундамента;

Р - величина вертикальной нагрузки на основание;

wzi, wxi- коэффициенты, зависящие от соотношения сторон подошвы фундамента - где а - сторона подошвы фундамента  в направлении горизонтального сдвижения грунта или перпендикулярная линии прогнозируемого уступа в основании, принимаемые по табл. 12;

μГР - коэффициент Пуассона грунта, который допускается принимать по табл. 13;

Таблица 13

Наименование грунта

Консистенция грунта

Величина коэффициента Пуассона,mгр

Глины

Твердые и полутвердые

0,1-0,15

Тугопластичныс

0,2-0,25

Суглинки

Пластичные и тскучепластичные

0,3-0,4

Текучие

0,45-0,5

Супеси

Твердые и полутвердые

0,15-0,2 0,25-0,3

Пески

Тугопластичмые

0,2-0,25

Таблица 14

Наименование грунтов

Коэффициент ε пористости

Характеристика грунтов

α

β

υ

ψ

ξ

φ

Пески крупные и средней плотности

0,41-0,6

0,61-0,8

0.81-1,2

0,051

0,051

-

0,08

0,082

-

1,6

1,6

-

0,82

0,8

-

6,05

6,05

-

0,037

0,0379

-

Пески мелкие и пылеватые

0,41-0,6

0,61-0,8

0,81-1,2

0,051

0,087

-

0,057

0,094

-

1,7

1,6

-

0,89

0,87

-

6,43

6,05

-

0,0341

0,0349

-

Супеси

0,41-0,6

0,61-0,8

0,81-1,2

0,054

0,093

-

0,064

0,111

-

2

1,7

-

0,89

0,88

-

7,56

6,43

-

0,0341

0,0345

-

Суглинки

0,41-0,6

0,61-0,8

0,81-1,2

0,067

0,073

0,06

0,113

0,132

0,103

2,3

2,1

1,9

0,92

0,9

0,87

8,7

7,94

7,18

0,033

0,0337

0,0349

Глины

0,41-0,6

0,61-0,8

0,81-1,2

0,07

0,076

0,064

0,129

0,139

0,112

2,4

2,2

2

0,93

0,92

0,9

9,07

3,32

7,56

0,0326

0,033

0,0337

E0 - модуль общей деформации грунта;

σ0i- среднее нормативное давление под подошвой фундамента;

φp, cp- расчетные значения угла внутреннего трения и сцепления грунта;

υ, ψ , α, β- константы грунта, определяемые по табл. 14 hувысота уступа в основании:

hy-высота уступа в основании;

Dli- расчетное относительное горизонтальное перемещение грунта под фундаментом, определяемое по формуле:

                                                                                                                                (57)

nε, mε- коэффициенты перегрузки и условий работы, принимаемые по табл. 3 и 4 СНиП II-8-78;

ε0 - относительная горизонтальная деформация основания растяжения или сжатия по маркшейдерскому расчету;

εk - собственные деформации фундаментной связи-распорки от воздействия возникающих в ней напряжений, принимаемые εk = 1´10-3;

xi - расстояние от центральной оси здания отсека до оси фундамента.

Суммарная величина силы трения грунта, действующая по подошве фундамента при воздействии горизонтальных деформаций земной поверхности и при образовании уступа в основании должна удовлетворять условию

                                                                                                  (58)

В случаях, когда суммарная величина силы трения превышает предельную величину NТ(пр), величину NТ(у), следует определять по формуле:

                                                                                                 (59)

Таблица 15

Плотность кг/м3

Влажность %

tg φ3

Удельное сцепление грунта обратной засыпки кПа, при продолжительности эксплуатации сооружения до подработки, лет

1

2

3

4

6

8

10

>10

1650

10

0,938

32,7

34,6

35,9

36,5

37,2

37,7

37,9

41

20

0,548

12,7

13,2

13,5

13,7

13,8

14

14

15,4

30

0,238

8,7

8,9

9

9,1

9,3

9,3

9,3

10,2

1750

10

0,918

46,7

49,6

51,6

52,5

53,5

54,2

54,4

59,8

20

0,528

18,7

19,6

20,2

20,6

20,9

21,1

21,2

21,3

30

0,338

12,7

13,2

13,5

13,7

13,9

14

14

14,7

1850

10

0,848

67,7

72,1

74,4

75,1

78

79,1

79,4

87,3

20

0,508

28,7

30,3

31,4

32,0

32,5

32,9

33

36,3

30

0,218

15,7

16,4

16,9

17,1

17,4

17,5

17,6

19,4

1950

10

0,798

89,7

95,7

99,7

101,7

103,7

105,3

105,6

105,6

20

0,448

44,7

47,5

49,3

50,3

51,2

51,9

52,1

57,3

30

0,198

23,7

25

25,8

26,3

26,7

27

27,3

30

Примечания: 1. При совместном учете нагрузок на фундаменты от воздействия горизонтальных деформаций земной поверхности и образования уступа в основании величина Ng (у) не учитывается.

2. Промежуточные значения по вертикали и горизонтали табл. 15 определяют путем линейной интерполяции.

5.79. Величины сил трения от сдвигающегося грунта по боковым поверхностям фундамента Nб(пр), и Nб(у) определяются из условия предельного сдвига грунта по формуле:

                                                                                   (60)

где Fσi - площадь боковой поверхности i-ro фундамента; hПi - заглубление подошвы i-го фундамента; γ3 - плотность грунта засыпки к моменту подработки здания; φ3,C3-угол внутреннего трения и удельное сцепление грунта засыпки к моменту подработки здания принимается по табл. 15.

5.80. Величина силы бокового давления грунта, действующей по лобовой поверхности i-го фундамента от воздействия горизонтальных деформаций земной поверхности определяется по формуле:

                                                                    (61)

Рис. 54. Зависимость изменения коэффициента m от глубины грунтового массива h

Величина силы бокового давления грунта при образовании уступа в основании NД(у) определяется по формуле:

                                                                                (62)

где NД(пр) - предельная величина силы бокового давления грунта на i-й отдельно стоящий фундамент, определяется по формуле:

                                               (63)

Fлi; - площадь боковой поверхности i-го фундамента, воспринимающей боковое давление; р - константа грунта принимается для глинистых грунтов равной 2, для песчаных - 1,8; ξ, f - константы грунта, определяются по табл, 14; ωi- коэффициент формы, определяется по формуле:

                                                                                                                      (64)

hi - высота i-го фундамента;

* - приведенный модуль боковой деформации грунта, определяется по формуле:

                                                                                             (65)

Еб - модуль боковой деформации грунта, определяется по формуле:

                                                                                                                                                        (66)

n - коэффициент, учитывающий анизотропность механических свойств грунта при боковом и вертикальном давлении за счет особенностей природного сложения для лессовидных суглинков Донбасса, рацен 0,75;

m - коэффициент, учитывающий влияние изменяющихся по глубине деформативных свойств грунтового массива, ограниченного сверху горизонтальной незагруженной дневной поверхностью. Коэффициент т определяется по графику рис. 54, где h - расстояние от верха фундамента до равнодействующей бокового давления сдвигающегося грунта;

Е3 - модуль боковой деформации грунта обратной засыпки, определяется по формуле:

                                                                                                                    (67)

Таблица 16

Плотность кг/м3

Влажность %

Модули вертикальной деформации грунта обратной засыпки, EB3, МПа, при продолжительности эксплуатации сооружения до подработки, лет

1

2

3

4

6

8

10

>10

1650

10

6,3

7,6

8

8,4

8,8

9,1

9,1

9,1

20

3,6

4,3

4,6

4,8

5

5,2

5,2

5,2

30

1,4

1,7

1,8

1,9

2

2

2

2

10

8

9,6

10,2

10,6

11,2

11,5

11,5

11,5

1750

20

5,6

6,7

7,1

7,4

7,8

8,1

8,1

8,1

30

1,7

2

2,2

2,2

2,4

2,4

2,4

2,4

10

13,2

15,8

16,8

17,6

18,5

19

19

19

1850

20

7

8,4

8,9

9,3

9,8

10

10

10

30

2,5

3

3.2

3,3

3,5

3,6

3,6

3,6

10

22,8

27,4

29

30,3

31,9

32,8

32,8

32,8

1950

20

9,8

11,8

12,4

13

13,7

14,1

14,1

14,1

30

3,6

4,3

4,6

4,8

5

5,2

5,2

5,2

Примечание. Промежуточные значения по вертикали и горизонтали допускается определять путем линейной интерполяции.

EB3 - модуль вертикальной деформации грунта обратной засыпки, принимается по табл. 16; d3 - средняя ширина пазухи между фундаментом и стенкой котлована; Hi - условная длина зоны бокового обжатия грунта естественного сложения, определяется по формуле:

                                                                                                   (68)

 - приведены в табл. 17. Промежуточные значения по вертикали таблицы определяют путем линейной интерполяции;

В - величина, определяемая в зависимости от геометрических размеров фундамента и характеристик грунта;

                                                                                                            (69)

Суммарная величина силы бокового давления грунта при воздействии горизонтальных деформаций земной поверхности и при образовании уступа в основании должна удовлетворять условию

                                                                                                (70)

В случаях, когда суммарная величина силы бокового давления превышает предельную величину NД(пр), величину NД(у), следует определять по формуле:

                                                                                                (71)

Таблица 17

1,08´ξhy

1,08´ξhy

1,08´ξhy

1,08´ξhy

0,01

0,9901

0,48

0,6188

0,95

0,3867

1,42

0,2417

0,02

0,9802

0,49

0,6126

0,96

0,3829

1,43

0,2393

0,03

0,9704

0,50

0,6065

0,97

0,3791

1,44

0,2369

0,04

0,9608

0,51

0,6005

0,98

0,3723

1,45

0,2546

0,05

0,9522

0,52

0,5945

0,99

0,3716

1,46

0,2322

0,06

0,9418

0,53

0,5886

1,0

0,3679

1,47

0,2299

0,07

0,9324

0,54

0,5827

1,01

0,3642

1,48

0,2276

0,08

0,9231

0,55

0,5769

1,02

0,3606

1,49

0,2254

0,09

0,9139

0,56

0,5712

1,03

0,357

1,50

0,2231

0,10

0,9048

0,57

0,5695

1,04

0,3535

1,51

0,2209

0,11

0,8959

0,58

0,5559

1,05

0,3499

1,52

0,2187

0,12

0,8869

0,59

0,5543

1,06

0,3465

1,53

0,2167

0,13

0,8781

0,60

0,5488

1,07

0,343

1,54

0,2144

0,14

0,8694

0,61

0,5434

1,08

0,3396

1,55

0,2122

0,15

0,8607

0,62

0,5379

1,09

0,3362

1,56

0,2101

0,16

0,8521

0,63

0,5326

1,10

0,3329

1,57

0,208

0,17

0,8437

0,64

0,5273

1,11

0,3296

1,58

0,206

0,18

0,8353

0,65

0,5220

1,12

0,3363

1,59

0,2039

0,19

0,827

0,66

0,5169

1,13

0,323

1,6

0,2019

0,20

0,8187

0,67

0,5117

1,14

0,3198

1,61

0,1999

0,21

0,8106

0,68

0,5066

1,15

0,3166

1,62

0,1979

0,22

0,8025

0,69

0,5016

1,16

0,3135

1,63

0,1959

0,23

0,7945

0,70

0,4966

1,17

0,3104

1,64

0,194

0,24

0,7866

0,71

0,4916

1,18

0,3073

1,65

0,192

0,25

0,7788

0,72

0,4863

1,19

0,3042

1,66

0,1901

0,26

0.77U

0,73

0,4819

1,20

0,3012

1,67

0,1882

0,27

0,7634

0,74

0,4771

1,21

0,2982

1,68

0,1864

0,28

0,7558

0,75

0,4724

1,22

0,2952

1,69

0,1845

0,29

0,7483

0,76

0,4677

1,23

0,2923

1,70

0,1827

0,30

0,7408

0,77

0,4630

1,24

0,2894

1,71

0,1809

0,31

0,7334

0,78

0,4584

1,25

0,2865

1,72

0,1791

0,32

0,7261

0,79

0,4538

1,26

0,2837

1,73

0,1775

0,33

0,7189

0,80

0,4493

1,27

0,3808

1,74

0,1755

0,34

0,7118

0,81

0,4449

1,28

0,278

1.75

0,1738

0,35

0,7047

0,82

0,4404

1,29

0,2753

1,76

0,172

0,36

0,6977

0,83

0,436

1,30

0,2725

1,77

0,1703

0,37

0,6907

0,84

0,4317

1,31

0,2698

1,78

0,1686

0,38

0,6839

0,85

0,4274

1,32

0,2671

1,79

0,167

0,39

0,6771

0,86

0,4232

1,33

0,2645

1,8

0,1653

0,40

0,6703

0,87

0,4190

1,34

0,2616

1,81

0,1636

0,41

0,6637

0,88

0,4148

1,35

0,2592

1,82

0,162

0,42

0,657

0,89

0,4107

1,36

0,2567

1,83

0,1604

0,43

0,6505

0,90

0,4066

1,37

0,2541

1,84

0,1588

0,44

0,644

0,91

0,4025

1,38

0,2516

1,85

0,1572

0,45

0,6376

0,92

0,3985

1.39

0,2491

1,86

0,1557

0,46

0,6313

0,93

0,3946

1,40

0,2466

1,87

0,1541

0,47

0,625

0,94

0,3906

1,41

0,2441

1,88

0,1528

1,89

0,1511

1,94

0,1437

1,99

0,1367

2,4

0,0907

1,9

0,1496

1,95

0,1423

2

0,1353

2,5

0,0821

1,91

0,1481

1,96

0,1409

2,1

0,1225

2,6

0,0743

1,92

0,1466

1,97

0,1395

2,2

0,1108

2,7

0,0662

1,93

0,1451

1,98

0,1381

2,3

0,1003

2,8

0,0608

Примечания: 1. При устройстве фундаментов враспор со стенками котлована физические характеристики грунта γ, с и φ следует принимать для грунта ненарушенной структуры. При этом d3= 0.

2. Если в проекте производства работ по устройству фундаментов нет специальных оговорок, то в расчетах размер пазухи засыпки допускается принимать 0,4 м.

Усилия в нижних Nнс и верхних NВс  связях-распорках при устройстве их в двух уровнях определяются по формулам: в нижних связах-распорках

                                                           (72)

в верхних связях-распорках

                                                           (73)

где lB - расстояние от верхнего обреза фундамента до нейтральной оси верхней связи-распорки; lH - расстояние от подошвы фундамента до нейтральной оси нижней связи-распорки;

α - угол наклона связи-распорки к фундаменту при неравномерных оседаниях основания определяется по формуле:

                                                                                                       (74)

L - расстояние между осями фундаментов; Dук - разность оседаний фундаментов от воздействия кривизны земной поверхности, определяется по формуле: (2) СНиП II-8-78; n - коэффициент перегрузки, принимается по табл. 3 СНиП II-8-78.

При устройстве под отдельно стоящими фундаментами швов скольжения равнодействующая сил равна:

                                                                                             (75)

где NшТi - величина сил трения по шву скольжения i-ro фундамента, определяется по формуле:

                                                                                                                    (76)

k - коэффициент трения по шву скольжения, принимается по табл. 5 СНиП II-8-78;

Nшбi - величина силы трения от сдвигающегося грунта по боковым поверхностям i-го фундамента, определяется по формуле: (60), в которой величина hПi; принимается до отметки шва скольжения;

NшДi - величина силы бокового давления от сдвигающегося грунта на i-й фундамент, определяется по формулам (61-63), в которых величина hПi; принимается до отметки шва скольжения.

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

Пример расчета I

Схема поперечной рамы и действующая система нагрузок представлены на рис. 55

Исходные данные

Ожидаемые деформации земной поверхности:

относительные горизонтальные деформации растяжения ;

радиус кривизны выпуклости R=12´103м;

общий крен здания i=5´10-3;

модуль деформации основания Er=15МПа; коэффициент Пуассона mr=0,36

Высота колонн hk=10,95 м, высота надкрановой части hB=4,2 м. Сечение надкрановой части колонн b´dB=0,5´0,6 м, подкрановой части -b´dн=0,5´0,8м. Коэффициент армирования сечений надкрановой части mа=m¢а=0,006, расстояние между центрами тяжести рабочей арматуры zав=0,52 м.

Рис. 55. Расчетная схема поперечной рамы

Коэффициент армирования сечений подкрановой части mа=m¢а=0,007, расстояние между центрами тяжести рабочей арматуры zан=0,72 м. Толщина защитного слоя а = 0,04 м. Марка бетона М 300, продольная рабочая арматура класса А-III.

Вертикальная нагрузка на крайние колонны Р=650 кН; Р= 380 кН; Р=230 кН.

Размер подошвы фундаментов для крайних и средних колонн bф´dф=3,5´4,0 м, коэффициент формы wф=1,91. Высота фундаментов hф=1,8 м. Вертикальная нагрузка на среднюю колонну Р=1250 кН, Р=550 кН (величины с индексами «п», «л», и «с», относятся к правой, левой и средней колоннам соответственно).

Расчет рамы при мгновенном задании нагрузок

Находим жесткостные характеристики колонн по формулам;

,

Для надкрановой части колонн:

Для подкрановой части колонн аналогично:

Определим коэффициенты β

Следовательно, расчет ведем с учетом продольно-поперечного изгиба колонн:

Определяем податливость основания под подошвой фундаментов:

Единичный момент колонн

В нашем случае , тогда

Определим все необхрдимые характеристики и коэффициенты для расчета рамы:

Определим реакции в уровне верха колонн плоской рамы основной системы при единичном смещении основания в соответствии с п. 5.55:

Определяем реакции в уровне верха колонн плоской рамы основной системы:

1. От действия момента, приложенного в верхней части колонны

2. От действия момента, приложенного к колонне в уровне консоли подкрановой части:

3. От действия горизонтальной равномерно распределенной нагрузки на колонну:

4. От действия поперечной силы торможения крана:

5. От действия сосредоточенной горизонтальной ветровой нагрузки:

6. От действия горизонтальных сдвижений основания:

7. От поворота основания при кривизне выпуклости:

8. От крена здания на мульде сдвижения:

где mтк определяется по формуле: (26) при lТ=l. Тогда

Учитывая, что расчет производится на особое сочетание нагрузок, величины кратковременных нагрузок (крановых, ветровых) или соответствующих им реакций необходимо умножить на коэффициент 0,8. Предположим также, что отдельные виды деформаций земной поверхности достигают своих максимальных значений одновременно и вызывают в конструкциях усилия одного знака. Тогда на основании п. 5.5 СНиП II-8-78 реакции или усилия определяются по формуле:

Вышеуказанные положения учитываются в дальнейшем при определении усилий в элементах поперечной рамы.

Определим сумму реакция верха колонн плоской рамы от нагрузки, кН:

Определим горизонтальное перемещение ригеля плоской рамы от нагрузок, м:

Определим величины упругих реакций в уровне верха колонн:

Определим моменты в опорных сечениях надкрановых и подкрановых частей колонн, кНм:

Мсв = (27+5,23) 4,2 + 0,3836´0,0778´1250 = 175 кНм;

Определим предельные моменты в сечениях при работе колонн в упругой стадии

где Rp = 1 МПа для бетона марки М300, Fпр, Wпр - приведенные площади и моменты сопротивления сечений колонн.

Для надкрановой части левой и правой колонн:

То же для средней колонны:

Для подкрановой части средней колонны:

Для подкрановой части правой колонны:

Расчеты показывают, что:

  

Следовательно, левая и средняя колонны работают в упруго-пластической стадии (с образованием трещин в сечениях колонн).

Определение жесткости сечений колонн по действующим усилиям.

Для левой колонны:

Решим уравнения:

Для средней колонны:

Определяем все необходимые величины по вышеприведенным формулам

Для правой колонны жесткости сечений остаются прежними, как при упругом расчете. Выполняем повторный расчет рамы с новыми жесткостными характеристиками колонн. Задача сводится к многократному расчету с уточнениями жесткостей в процессе последовательных приближений. Практически достаточно выполнить трехкратный расчет рамы. За расчетные величины моментов при мгновенном приложении нагрузок принимаем средние значения предпоследнего и последнего этапов расчета рам. Результаты расчетов сведены в таблицу 18.

Таблица 18

Этапы расчета

Упругие реакции верха колонн, кН

Изгибающие моменты в опорных сечениях колонн, кНм

левой

средней

правом

левой

средней

правой

Упругий

5

27

22

261

945

175

518

16,8

136

I

29,3

35,2

5,9

174

782

222

655

67

366

 

II

25,6

33,1

7,5

194

788

227

669

44

300

III

25,8

32,9

7,1

180

732

213

635

62,4

351,2

Среднее значение II и III этапов

25,7

33

7,3

187

760

220

652

53,2

325,6

Примечание. Величины над чертой - моменты в опорных сечениях надкрановой части колонн, под чертой моменты в опорных сечениях подкрановой части колонн.

Расчет рамы при длительном приложении нагрузок

Определим жесткости сечений колонн на основе полученных усилий при мгновенном приложении нагрузок. В расчетах принята характеристика ползучести бетона φt= 1,2 (а1 = 2,2; а2 = 0).

Для левой колонны:

Определяем жесткости сечений при работе колонны в упругой стадии.

Учитыаая, что по условию а2 = 0, жесткость при длительном задании нагрузок определяем по формуле:

где:

; 

;

;

Определим горизонтальное перемещение ригеля плоской рамы от нагрузок:

Результаты расчета необходимо сравнить с предельными усилиями при работе конструкций в стадии образования трещин в растянутой зоне бетона. Определим предельные моменты в сечениях колонн в соответствии с требованиями главы СНиП II-21-75:

Предельные моменты определим по формуле:

Для надкрановой части крайних колонн:

Для надкрановой части средних колонн:

Для подкрановых частей колонн:

Так как соблюдается условие М < [М], то усиление колонн не требуется.

Пример расчета 2

Исходные данные

Здание прямоугольной формы в плане (36´60 м) со сборным железобетонным каркасом с пролетами по 18 м и шагом колонн 12 м. Размер отдельно стоящих фундаментов понизу 2,5´3 м, высота - 1,6 м (рис. 56). Нагрузка на колонну - 1200 кН. Район строительства - Донбасс. Грунты в основании - суглинки, характеризующиеся следующими физико-механическими свойствами:

плотность грунта - γ0=1950 кг/м3;

природная влажность грунта - W=18,5 %;

коэффициент пористости - ε=0,646;

коэффициент Пуассона - μ=0,36;

модуль деформации грунта - E0=22 МПа;

удельное сцепление грунта - Ср=40 КПа;

угол внутреннего трения - jр=22°.

Рис. 56. Схема продольного ряда фундаментов

Ожидаемые величины деформаций земной поверхности при отработке угольных пластов достигнут следующих величин:

относительные горизонтальные

деформации земной поверхности - ε = 3,1´10-3;

величина уступа - hy=0,2 м.

Продолжительность эксплуатации объекта до подработки 5 лет.

Определение усилий в фундаментных связях-распорках

Боковые и лобовые поверхности, а также площадь подошвы фундамента составляют:

Среднее нормативное давление на грунт в уровне подошвы фундаментов:

Соотношение сторон подошвы столбчатых фундаментов:

Коэффициенты, зависящие от соотношения сторон подошвы фундаментов (табл. 12):

Константы грунта при коэффициенте пористости ε = 0,646 (табл. 14):

Определяем расчетные перемещения грунта под фундаментами здания по формуле: (57):

Находим коэффициент жесткости основания по формуле: (56):

Определяем предельную силу трения сдвигающегося грунта по подошве фундаментов по формуле: (55):

Определяем силы трения сдвигающегося грунта по подошве фундаментов по формулам (53), (54):

Аналогично:

Определяем силу трения сдвигающегося грунта по боковым поверхностям фундаментов по формуле: (60).

Грунт обратной засыпки характеризуется следующими данными (табл. 15) при плотности

Определяем силы бокового давления сдвигающегося грунта на фундаменты.

Константы грунта суглинка при коэффициенте пористости.

 (табл. 14):

.

Коэффициент формы фундамента:

.

Модуль боковой деформации грунта определяется по формуле: (66):

.

Модуль боковой деформации грунта обратной засыпки - по формуле: (67): .

Средняя ширина пазух между фундаментами и стенками котлована d3 = 0,5 м. Условная ширина зоны бокового обжатия грунта естественного сложения определяется по формуле: (68):

Приведенный модуль боковой деформации грунта находим по формуле: (65):

Величина предельной силы бокового давления грунта определяется по формуле: (63):

Определяем величину В по формуле: (69):

Величина силы бокового давления грунта на фундаменты определяется по формулам (61), (62), (70), (71):

Аналогично:

.

Определяем суммарные усилия в фундаментных связях-распорках по формуле: (50):

.

Учитывая, что площадка строительства относится к l, к группе подрабатываемых территорий, связи-распорки устанавливаем в двух уровнях.

Угол наклона связей-распорок к фундаменту определяем по формуле (74).

Усилия в нижних и верхних связях определяем по формулам (72), (73):

Аналогично:

Пример расчета 3

Исходные данные приняты, согласно примеру 2, без учета в прогнозируемых деформациях земной поверхности величины уступа.

Величины сил трения от сдвигающегося грунта по подошве NТ(e) по боковым поверхностям Ns(e) и лобовой поверхности NU(e)определены ранее в примере 2.

Определяем суммарные усилия в фундаментных связях-распорках по формуле: (50):

Учитывая, что в этом случае площадка строительства относится к IV группе подрабатываемых территорий, связи-распоркн устанавливаем в одном уровне.

ПОДКРАНОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ

Определение влияния деформаций земной поверхности на подкрановые конструкции промышленных зданий.

5.81. Для обеспечения нормальной работы мостовых кранов при подработке промышленных зданий следует предусматривать возможность рихтовки подкрановых конструкций. При этом должны соблюдаться установленные габариты приближения кранового оборудования к элементам промышленного здания и наклон подкрановых путей.

Минимальное значение габарита приближения мостового крана к пролетным конструкциям составляет 100 мм, к колоннам (пилястрам) - 60 мм.

Наклон подкрановых путей мостовых кранов при подработке промышленных зданий не должен превышать следующих предельных величин:

                                                                                                                 (77)

5.82. За расчетный наклон подкранового пути, обусловленный деформациями земной поверхности, принимается большее из значений, полученных по формулам:

                                                                                                                                         (78)

                                                                                                                                                          (79)

где nk, ni, mk, mi - коэффициенты перегрузки и условий работы определяются по табл. 3, 4 СНиП II-8-78; lП - длина подкранового пути или ширина пролета промышленного здания, м; R - ожидаемый радиус кривизны земной поверхности, м; i - ожидаемый наклон земной поверхности, мм/м; ki - коэффициент, равный 0,5, для подкранового пути в продольном направлении (m - 1) - в поперечном направлении, где m - количество пролетов в раме.

Расчетный наклон подкранового пути должен удовлетворять условию

                                                                                                                         (80)

5.83. При расчете поперечных рам промышленных зданий с мостовыми кранами необходимо сравнивать расчетные и предельно допустимые величины изменения ширины колеи подкранового пути.

Расчетное изменение ширины колеи подкранового пути должно удовлетворять условию

                                                                                                               (81)

5.84. Габарит приближения Гв кранового оборудования к пролетным конструкциям здания с учетом неравномерных оседаний земной поверхности необходимо проверять по формуле:

                                                                                                            (82)

где δВ - расчетное значение разности оседаний крайних опор подкранового пути, мм.

Габарит приближения мостового крана к колоннам Гг с учетом деформаций земной поверхности при рихтовке обоих подкрановых путей должен удовлетворять неравенству

                                                                                                        (83)

где δП - расчетное изменение ширины колеи подкранового пути, мм.

5.85. Расчетное изменение ширины колеи подкранового пути мостового крана бп для многопролетных рам с шарнирно-неподвижным опиранием пролетных конструкций на колонны определяется по формуле:

                                                                                 (84)

где mε и nε - коэффициенты, определяемые по табл. 3, 4 СНиП II-8-78; e - ожидаемая величина относительных горизонтальных деформаций растяжения-сжатия земной поверхности; хn, xn-1- расстояния от осей n-й (n - 1) колонны до центральной оси поперечной рамы промышленного здания; Hn, Hn-1- расстояния от подошвы фундаментов или шарнирных опорных узлов колонн до низа пролетных конструкций; hn, hn-1- расстояния от головки подкрановых рельсов до низа пролетных конструкций.

Для однопролетных рам и среднего пролета многопролетных рам расчетное изменение ширины колеи подкранового пути определяется по формуле:

                                                                                     (85)

где hл и hn - расстояние от головки подкрановых рельсов до опор пролетных конструкций левой и правой колонны; Hл и Hn - расстояния от подошвы фундаментов или шарнирных опорных узлов левой и правой колонны до опор пролетных конструкций.

5.86. При больших расчетных изменениях ширины колеи подкранового пути мостового крана δп > 30 мм, когда рихтовку подкрановых путей в горизонтальной плоскости предполагается выполнить за счет смещения подкрановых балок, необходимо учитывать влияние эксцентриситета крановой нагрузки на расчетные усилия в колоннах. При смещении подкрановых балок по обеим рядам колонн эксцентриситет крановой нагрузки определяется по формуле:

                                                                                            (86)

5.87. Подкрановые балки и узлы сопряжения их с колоннами должны быть рассчитаны с учетом воздействия дополнительного распора Нбп, определяемого по формуле:

                                                                                                              (87)

где RПi - реакция от изгиба i-й колонны в уровне низа подкрановой балки, определяемая по формуле: (39);

m - количество колонн от ближайшего конца отсека (здания) до рассматриваемой подкрановой балки.

6. КАРКАСНО-ПАНЕЛЬНЫЕ ЗДАНИЯ

КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ

6.1. Каркасно-панельные здания проектируются, как правило, в сборном железобетоне. Сборные железобетонные конструкции назначаются в соответствии с действующими типовыми сериями индустриальных изделий или их региональными модификациями.

Рис. 57. Конструкция деформационных швов

а - постановка парных рам при наличии связей-распорок между фундаментами; б - то же при отсутствии связей-распорок; в - с применением подвижных опираний балок; 1 - колонна; 2 - фундамент; 3 - связь-распорка; 4 - балка (ригель); 5 - деталь креплегия с овальным вырезом; 6 - шов скольжения

6.2. Каркасно-панельные здания следует проектировать по связевым схемам. Допускается применение рамно-связевых и рамных систем. Выбор конструктивной системы должен определяться с учетом соответствующих обоснований.

6.3. Пространственная устойчивость каркасно-панельных зданий обеспечивается защемлением колонн в фундаментах, постановкой вертикальных железобетонных диафрагм жесткости и омоноличиванием дисков сборных железобетонных перекрытий. В качестве ядер жесткости могут использоваться выполненные в монолитном железобетоне лестничные клетки.

6.4. Основным конструктивным мероприятием по защите от влияния горных выработок является разделение каркасно-панельных зданий на отсеки. Длина отсека определяется несущей способностью конструктивных элементов и назначается кратной шагу поперечных рам.

6.5. Деформационные швы между отсеками устраиваются постановкой парных рам, смещенных относительно разбивочной оси. Устройство деформационных швов путем применения подвижных опираний балок допускается при обеспечении расчетных горизонтальных реакций в подвижных опорах (рис. 57).

6.6. При проектировании каркасно-панельных зданий в виде рамно-связевых систем жесткие рамы следует ориентировать по направлению поперечных осей (короткая сторона здания). В качестве связей в продольном направлении используются плиты-распорки, узлы сопряжения которых при необходимости усиливаются установкой в продольные швы арматурных каркасов с последующим замоноличиванием.

6.7. На подрабатываемых территориях IV группы рекомендуется применять короткие рамные поперечники (до 18 м) без дополнительных конструктивных элементов (рис. 58, а, б). При этом в отдельных случаях может потребоваться незначительное усиление несущих конструкций дополнительной арматурой.

Продольные связевые рамы при горизонтальных деформациях до 2 мм/м, как правило, могут проектироваться без дополнительных конструктивных элементов (рис. 58, в). Существенное влияние на величину дополнительных усилий оказывает их гибкость и податливость основания. В связи с этим в качестве защитных мероприятий может быть использовано искусственное понижение жесткости основания и увеличение гибкости стоек.

6.8. В тех случаях, когда несущая способность колонн недостаточна для восприятия усилий, вызванных деформациями земной поверхности, и усиление колонн или уменьшение длины отсека нецелесообразно, рекомендуется между фундаментами предусматривать связи-распорки, тонкие железобетонные плиты или устраивать фундаменты в виде перекрестных балок, балок-стенок или сплошных плит.

Для уменьшения усилий в фундаментных связях-распорках и тонких плитах следует устраивать под стаканами отдельно стоящих фундаментов и плитами швы скольжения (рис. 58, г, д). Толщину тонкой железобетонной плиты, устраиваемой под фундаментами (рис. 58, д), следует принимать 100-150 мм с армированием в двух направлениях и обрывом стержней по мере удаления от центра отсека к крайним колоннам. На скальных основаниях под бетонной подготовкой рекомендуется устраивать песчаную подушку толщиной не менее 200 мм.

6.9. Уменьшение напряжения в фундаментных балках (плитах) может быть достигнуто устройством шва скольжения в месте опира-ния их на фундаментные подушки (бетонную подготовку) и постановкой диафрагм жесткости в уровне цокольного этажа (рис. 58, е).

6.10. Фундаменты каркасно-панельных зданий следует проектировать сборными железобетонными. Допускается также применение монолитных и сборно-монолитных фундаментов. Основными типами фундаментов для пятиэтажных зданий являются отдельно стоящие. Фундаменты в виде сплошных железобетонных плит или системы балок (балок-стенок) рекомендуется применять для зданий повышенной этажности при слабых неоднородно сжимаемых грунтах.

6.11. При армировании жестких узлов рам (рис. 59) следует предусматривать постановку косых стержней или более частое расположение поперечной арматуры; в крайних узлах рам анкеровку продольной арматуры ригеля осуществлять с помощью анкерных пластин с раззенковкой отверстий и приваркой концов стержней к пластине.

6.12. Армирование вертикальных диафрагм необходимо назначать с учетом горизонтальных нагрузок, возникающих от крена здания, обусловленного прохождением выработок.

Рис. 58. Конструктивные схемы многоэтажных каркасных зданий

1 - шов скольжения; 2 - фундаментные связи-распорки; 3 - бетонная подготовка; 4 - тонкая ж/б плита; 5 - фундаментная балка; 6 - фундаментные подушки; 7 - диафрагмы жесткости в уровне цокольного этажа; 8 - деформационный шов; 9 - блок жесткости

Рис. 59. Армирование жестких узлов рам

1 -отгибы рабочей арматуры; 2 - поперечная арматура; 3 - стержни пространственного каркаса; 4 - металлическая пластина

6.13. Армирование колонн каркаса, фундаментных связей-распорок следует предусматривать, как правило, симметричным.

Высота фундаментных балок принимается 1-2,5 м. Рекомендуется изготовлять их из монолитного железобетона с маркой бетона не ниже М200. Армирование предусматривать симметричным.

6.14. В качестве ограждающих конструкций каркасно-панельных зданий необходимо, как правило, использовать навесные облегченные (плотностью до 1200 кг/м3) панели с податливым креплением их к колоннам и упругой заделкой вертикальных и горизонтальных швов (рис. 60).

Рис. 60. Узлы податливого крепления ограждающих конструкций

1- плоская стеновая панель; 2 - колонна; 3 - пристенная плита перекрытия (ригель); 4 - деталь крепления с овальным вырезом; 5 - болт с уплотнительной шайбой

Рис. 61. Заполнение деформационных швов

а - устройство парных стен; б - устройство переходных галерей; в - заполнение зазоров упругим теплоизоляционным материалом (доборные плиты-вставки); 1 - колонна; 2 - парные стены; 3 - переходные галереи; 4 - отсек здания; 5 - стеновые панели; 6 - нательники; 7 - упругий теплоизоляционный материал; 8 - шов скольжения; 9 - детали крепления с овальным вырезом и фиксирующим стержнем; 10 - ригель; 11 -плита перекрытия

6.15. Внутренние стены и перегородки соединяются с наружными стенами или колоннами податливыми связями. Заполнение оконных проемов необходимо по всему контуру отделять от стеновых конструкций упругими прокладками.

6.16. При проектировании заполнений деформационных швов необходимо учитывать следующие требования:

если смежные отсеки не связаны между собой функционально (например, секции жилых зданий), деформационный шов необходимо проектировать по аналогии с бескаркасными зданиями, т.е. путем устройства в месте шва парных поперечных стен (рис. 61, а);

при необходимости сообщений между отсеками могут рекомендоваться короткие переходы типа однопролетных галерей с устройством шва скольжения на одной из опор (рис. 61, б);

при необходимости устройства деформационного шва в пределах функционально неразделимого помещения рекомендуется проектировать зазоры в ограждающих конструкциях, заполняемые упругим теплоизоляционным материалом и перекрываемые с наружной и внутренней стороны нащельниками, а также доборные плиты-вставки с одной неподвижной и противоположной скользящей опорами (рис. 61, в).

УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ ЗДАНИЙ НА ВОЗДЕЙСТВИЕ ДЕФОРМАЦИЙ ЗЕМНОЙ ПОВЕРХНОСТИ

6.17. Расчет каркасно-панельных зданий, проектируемых на территориях, под которыми предполагается проведение горных разработок, производится на основании следующих допущений:

защемление фундаментов в грунте основания принимается податливым;

перемещения грунта основания, вызванные горными разработками, считаются статически приложенными;

для системы «каркас-основание» соблюдаются условия совместности перемещений на контакте (условие контактной задачи). Не допускается производить расчеты рамных конструкций на воздействие деформаций земной поверхности методами предельного равновесия.

6.18. Расчетная схема здания без дополнительных конструктивных элементов (см. рис. 58, а, б) представлена рамой на упругих опорах. Связевые и рамно-связевые каркасы расчленяются на отдельные плоские поперечные и продольные рамы. Жесткие в двух направлениях рамные каркасы при расчете их на пространственные деформации земной поверхности (при расположении под углом более 20° к главным осям мульды сдвижения) рассматриваются как пространственные системы.

6.19. Каркасы, проектируемые на ленточных фундаментах (см. рис. 58, е), в расчетах представляются рамами на упругом основании. Такие рамы рассчитываются только на вертикальные перемещения и общий крен здания. Сами ленты дополнительно рассчитываются на силовые факторы, обусловленные горизонтальными перемещениями основания.

Рис. 62. Расчетная схема в виде эквивалентной балки, моделирующей податливость основания

6.20. Жесткостные характеристики железобетонных сечений рекомендуется определять с учетом пластической работы арматуры и образования трещин в бетоне по рекомендациям инструктивно-нормативных документов на проектирование железобетонных конструкций. В предварительных расчетах допускается вычислять жесткости по моменту инерции геометрического сечения и модулю упругости бетона с коэффициентом 0,5. Жесткостные характеристики металлических элементов в предварительных расчетах определяются по моменту инерции и модулю упругости материала.

6.21. Для расчетов рам зданий на подрабатываемых территориях на воздействия сдвигающегося грунта следует использовать расчетные схемы опор в виде эквивалентных по жесткости балок или стержней. При использовании эквивалентных балок деформации оснований под i-м фундаментом задаются перемещением опор этих балок (рис. 62). Характеристики эквивалентных балок определены по формулам:

                                                                                                                                                       (88)

                                                                                                                                               (89)

где li - длина эквивалентной балки; [EI]li- ее жесткость; In - момент инерции подошвы фундамента; а - сторона подошвы фундамента в направлении поворота; Cz - коэффициент жесткости основания, определенный по формуле:

                                                                                                  (90)

где Егр- модуль деформации грунтов основания; FП - площадь подошвы фундамента; μГР- коэффициент Пуассона грунта основания; wz - коэффициент формы фундамента, величина которого в зависимости от отношения размеров сторон подошвы фундамента определяется по табл. 12.

6.22. Формула перемещений для стержня эквивалентной жесткости (рис. 63) при расчете рамы методом сил имеет вид

                                                                             (91)

где Мi(j)х, Мi(j)у, Ni(j) - изгибающие моменты и продольная сила в i(j) загружении основной системы на уровне стержня эквивалентной жесткости.

Рис. 63. Расчетная схема рамы на упругих опорах

1- абсолютно жесткие встазки (фундаменты); 2- стержни эквивалентной жесткости

Погонные жесткости эквивалентного стержня, входящие в выражение (91), вычисляются по следующим формулам:

                                                                                                                 (92)

                                                                                                                 (93)

                                                                                                                   (94)

где Ixп, Iyп - моменты инерции подошвы фундамента.

Формула (91) не учитывает деформации равномерного и неравномерного сдвига грунта, которые практически не влияют на величину усилий в рамах.

Перемещения основания под фундаментом относятся к верхнему сечению стержней эквивалентной жесткости.

При расчете рам методом перемещений следует пользоваться табл. 19, в которой приведены формулы для определения усилий в стойке первого этажа от деформационных воздействий с учетом податливости основания.

6.23. Учитывая, что воздействия от подработки являются прямо- или кососимметричными, при расчете симметричных каркасов намечаются следующие упрощения. Рассматривается половина плоской рамы, элементы которой в местах по оси симметрии имеют закрепления, препятствующие перемещениям по направлению прямо-симметричных усилий, когда производится расчет на воздействие горизонтальных деформаций и искривление основания (рис. 64), или закрепления, препятствующие перемещениям по направлению кососимметричных усилий, при расчете на пространственные воздействия (деформации земной поверхности, рис. 64, б). В частном случае при расчете связевой рамы могут рассматриваться отдельные стойки, закрепленные от горизонтальных перемещений в уровне перекрытий.

При расчете пространственной рамы на воздействие пространственных деформаций земной поверхности рассматривается ее четвертая часть, элементы которой в местах разреза плоскостями симметрии имеют закрепления, препятствующие перемещениям по направлению кососимметричных усилий (рис. 64, в).

6.24. При вычислении величины воздействий от подработки следует учитывать, что отдельные виды перемещений основания под фундаментами могут не вызывать усилий в элементах каркаса, если его конструкции являются податливыми по отношению к этим перемещениям. Так, например, в связевых рамах не учитываются усилия от вертикальных перемещений основания, а также от поворотов основания при наличии пластического шарнира в месте сопряжения стойки с фундаментом и т.п.

6.25. При расчете рам на горизонтальные перемещения и повороты основания под фундаментами допускается рассматривать двухэтажную раму (1 и 2-й этажи), предполагая, что в вышележащих этажах дополнительные усилия будут равны нулю.

Таблица 19

Схема стержня и воздействий

Эпюра изгибающих моментов

Величины усилий

1

2

3

Обозначения:; ;

if - по формулам 92, 93

Рис. 64. Расчетные схемы симметричных каркасов

6.26. Вертикальные диафрагмы жесткости при расчете рам каркасов учитываются как элементы бесконечной жесткости.

6.27. Рамы, включающие элементы, локализующие влияние горизонтальных перемещений основания, являются жесткими по отношению к этим перемещениям. Усилия от указанных видов перемещений в элементах рам принимаются равными нулю. Конструктивные элементы, локализующие влияние горизонтальных перемещений (фундаментные связи-распорки, тонкие плиты), рассчитываются на восприятие продольных сил, приложенных центрально.

6.28. Рамы на упругом основании (каркасы с ленточными фундаментами) допускается рассчитывать как рамы на упругих опорах согласно расчетной схеме, приведенной на рис. 65.

Таблица 20

Схема элемента и воздействия

Эпюра изгибающих моментов

Величины усилий

1

2

3

4

5

Обозначения: ; ; iz - по формуле: 94

Перемещения стержней эквивалентной жесткости в случае применения метода сил вычисляются по формуле:

                                                                                                                                                   (95)

                                                                                                                                                           (96)

где b - ширина подошвы фундамента; а - расстояние между стержнями эквивалентной жесткости.

При расчете рам на упругом основании методом перемещений следует пользоваться таблицей, в которой приведены усилия в элементе ленточного фундамента от деформационных воздействий (табл. 20).

6.29. Расчет элементов каркаса на горизонтальные силы W, обусловленные наклонами земной поверхности i, производится по аналогии с расчетом на ветровые нагрузки. При этом допускается основание принимать абсолютно жестким. В связевых рамах усилия от горизонтальных сил W воспринимаются конструкциями блока жесткости.

Воздействие наклонов земной поверхности во всех случаях учитывается введением поэтажных горизонтальных сил, величина которых определяется по формуле:

                                                                                                    (97)

Рис. 65. Расчетная схема каркаса на ленточных фундаментах

Рис. 66. Геометрические и жесткостные характеристики рамы

где ip - расчетная величина кренов земной поверхности; Рн, Qн - соответственно нормативные величины временной длительной и постоянной нагрузок, приходящихся на раму в уровне перекрытия рассматриваемого этажа.

Примечание. При определении кренов зданий повышенной этажности с учетом влияния горных выработок необходимо учитывать деформационные свойства основания.

6.30. Распределение горизонтальных нагрузок между элементами каркаса и поддерживающей системой (вертикальными диафрагмами жесткости) ориентировочно допускается производить пропорционально их деформативности (перемещениям от единичной горизонтальной нагрузки).

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

Пример 1. Необходимо определить усилия в поперечной раме каркаса от воздействия деформаций земной поверхности. Геометрические и жесткостные характеристики рамы приведены на рис. 66. Шаг поперечных рам 6 м.

Вертикальные нормативные нагрузки: собственная масса конструкций покрытия и перекрытия 4000, временная длительная нагрузка на перекрытие 10 000 Н/м2.

Грунтовые условия: Е = 39 000 кН/м2, jн=21°, jр=25°, сн=0,035 МПа, ср=0,04 МПа, mгр=0,35.

Условия подработки: e=5´10-3; R = 7 км; i=7´10-3.

Определяем перемещения основания под крайними фундаментами рамы по формулам (1), (4), (5) СНиП II-8-78:

Горизонтальные нагрузки от крена здания:

в уровне покрытия Qн=288 кН, rн=0; ; в уровне перекрытия ; ;.

Расчет выполняем методом перемещения. Погонные жесткости стержней приведены на рис. 66.

Вычисляем константы

Основная система расчета представлена на рис. 67.

Учитывая симметрию рамы и симметрию воздействий, расчету подвергаем половину рамы.

На рис. 68, в приведены эпюры изгибающих моментов в основной системе от единичных поворотов узлов и перемещений грунта под крайним фундаментом. При вычислении величин усилий в стойке первого этажа использованы формулы табл. 19. Например, момент в верхнем сечении от горизонтального перемещения Δl = 0,036 м.

 и т.д.

Коэффициенты канонических уравнений:

;

;

.

Грузовые коэффициенты:

горизонтальные деформации R=0, Rр= -0,0278i;

вертикальные перемещения R=0,00597i, R=0,01765i;

повороты основания R=0; R=-0,0023i

Решая систему канонических уравнений методом перемещений 12,64z1+3z2=0; 3z1+29,09z2=0,0278, получим:

горизонтальные перемещения z1=-0,232´10-3; z2=0,98´10-3

вертикальные перемещения z1=-0,336´10-3; z2=-0,572´10-3

повороты основания z1=-0,0193´10-3; z2=0,081´10-3.

Суммируя эпюры от фактических поворотов узлов и соответствующих воздействий, получим окончательные эпюры изгибающих моментов в раме от горизонтальных деформаций, вертикальных перемещений и наклонов основания, которые приведены на рис. 69.

Там же показана эпюра от горизонтальных сил W, вызванных общим креном здания, которая построена приближенным методом по аналогии с расчетом на ветровую нагрузку.

Суммарные эпюры, изображенные на рис. 70, построены в соответствии с требованиями п. 5.3 СНиП II-8-78.

Рис. 67. Основная система метода перемещений

Z1, Z2 - неизвестные перемещения

Рис. 68. Эпюры изгибающих моментов в основной системе

Пример 2. В раме (пример 1) определить усилия при образовании уступа в основании высотой hр = 5 см. Уступ проходит между крайней и средней стойками.

В связи с несимметричными воздействиями подвергаем расчету всю раму. Основная система метода перемещения приведена на рис. 71, эпюры изгибающих моментов от единичных перемещений и уступа - на рис. 72. Изгибающие моменты в стойках первого этажа вычислены по формулам табл. 19.

Рис. 69. Эпюры изгибающих моментов в заданной системе, кНм

а - от горизонтальных деформаций; б - от вертикальных деформаций; в - от поворотов основания; г - от наклонов земной поверхности

Рис. 70. Суммарные эпюры изгибающих моментов, кНм

Система канонических уравнений имеет вид:

Решая систему уравнений, получим следующие значения неизвестных: z1=-0,00645; z2=-0,00835; z3=-0,00425; z4=-0,00407; z5=-0,00187; z6=-0,000115; z7=-0,0309; z8=-0,014.

Окончательная эпюра изгибающих моментов приведена на рис. 73.

Пример 3. В раме (пример 1) с ленточным фундаментом, ширина подошвы которого равна 1 м, определить усилия от кривизны земной поверхности при R=7 км, Егр=21000 кр/м2.

Расчет ведем методом перемещений с использованием табл. 20.

Геометрические и жесткостные характеристики рамы представлены на рис. 74.

Перемещения точек ленточного фундамента, м:

Константы:

Основная система рамы приведена на рис. 75, эпюры изгибающих моментов от единичных перемещений и осадок основания - на рис. 76. Учитывая симметричность рамы и воздействий, в узлах средней стойки поставлены закрепления, препятствующие поворотам и горизонтальным перемещениям. Расчет выполняется для половины рамы. При построении эпюры от z5 учтено, что средняя упругая опора под ленточным фундаментом относится к двум полурамам, в связи с чем реакция в этой опоре от единичного перемещения, приходящаяся на одну полураму, составит 0,5iz (вместо iz в формуле RА, строка 2, табл. 20).

Рис. 71. Основная система метода перемещений

Рис. 72. Эпюры изгибающих моментов в основной системе

Рис. 73. Эпюры изгибающих моментов в заданной системе (кН×м)

Рис. 74. Геометрические и жесткостные характеристики рамы

Рис. 75. Основная система метода перемещений

Рис. 76. Эпюры изгибающих моментов в основной системе

Рис. 77. Эпюра изгибающих моментов в заданной системе, кНм

Эпюра от перемещений основания в основной системе построена путем суммирования эпюр от расчетного перемещения каждой упругой опоры. При этом использовались формулы табл. 20 (строки 3, 4, 5).

Система канонических уравнений метода перемещений имеет вид:

.

Значения неизвестных перемещений, полученных в результате решения системы, следующие: z1=-0,2348´10-3; z2=-0,3348´10-3; z3=-0,5556´10-3; z4=2,884´10-3; z5=0,491´10-3.

Окончательная эпюра изгибающих моментов в раме на ленточных фундаментах приведена на рис. 77.

Следует отметить, что разность осадок земной поверхности под средней и крайней колоннами вследствие искривления составила 3,6 мм, разность осадок самих колонн 2,884 - 0,491 = 2,393 мм, т.е. ленточный фундамент в данном случае способствовал выравниванию неравномерных осадок на 1,2 мм, или на 30 %.

РАСЧЕТ РАМНЫХ КАРКАСОВ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ ПЕРЕМЕЩЕНИЯМ ЭЛЕМЕНТОВ

6.31. В отдельных случаях, например, при отдаленных сроках подработки, длительном периоде нарастания расчетных деформаций земной поверхности и т.д., а также при защите эксплуатируемых зданий, допускается конструкции железобетонных каркасов и меры по их усилению проектировать таким образом, чтобы в сечениях элементов в период проявления деформаций земной поверхности раскрытие трещин превышало нормативные допуски (0,3 мм по целому сечению, 1 мм в стыке и т.п.).

При этом в проектах должно быть указано на необходимость устранения указанных дефектов в процессе выполнения послеосадочных ремонтов.

6.32. Предельным состоянием рамной железобетонной конструкции по прочности принимается такое деформированное состояние, при котором хотя бы в одном сечении достигается предельная сжимаемость бетона или предельная растяжимость стали. Предельные перемещения элементов каркаса, удовлетворяющие условиям прочности, но не удовлетворяющие условиям раскрытия трещин, определяются в результате статического расчета из условия достижения в материалах конструкций следующих деформаций: сжатия в бетоне 0,0032; растяжения в арматуре 0,5 εв, где εв - нормативная величина деформации в арматуре в момент образования шейки разрыва.

Аналогичный подход допускается применять при проектировании стальных каркасов в отношении прогибов их элементов. При этом фибровые деформации в стальных элементах не должны превышать 0,5 εв.

6.33. Проверка прочности изгибаемых и внецентренно сжатых железобетонных сечений производится по формуле: оценивающей их деформированное состояние:

                                                                                                                                          (98)

где:

 - кривизна в сечении, определяемая в результате статического расчета рамы на особое сочетание нагрузки;

 - предельно допустимая кривизна в сечении, соответствующая достижению предельной сжимаемости бетона или предельной растяжимости стали;

k - коэффициент безопасности по материалам, принимаемый большим единицы, но не менее , где Мн и Мр соответственно нормативная и расчетная несущая способность железобетонного сечения по изгибающему моменту.

6.34. Предельно допустимая кривизна железобетонного сечения  определяется в результате решения нелинейного уравнения равновесия:

                                                                                                      (99)

где:

 - функции, описывающие расчетные диаграммы работы материалов (бетона и стали);

N - продольная сила в сечении;

                                                                                                          (100)

где ε - деформация в сечении с ординатой z (начало отсчета от сжатой грани сечения);

εн - фибровая деформация в сжатом бетоне, равная 0,0032.

Если деформация в крайней растянутой арматуре, определяемая по формуле:

                                                                                                      (101)

где:

h0 - расчетная высота сечения, окажется больше предельной растяжимости стали, формулу (100) заменяют выражением

                                                                                                          (102)

где:

εв - осевая деформация в крайней растянутой арматуре, равная 0,5 εв, и заново решают уравнение (99).

Таким образом, случаю разрушения сечения по сжатому бетону соответствует формула (100), а по растянутой арматуре - формула (102).

Диаграммы σ(ε), учитывающие действительную работу бетона и стали, рекомендуется принимать по данным испытаний или на основании апробированных предложений, содержащихся в инструктивно-нормативной литературе.

6.35. Результатом статических расчетов рам на особое сочетание нагрузок должны являться расчетные значения кривизны сечений. При этом необходимо учитывать нелинейную работу сечений при активном нагружении, их упругую разгрузку и деформированную схему системы. Допускается принимать, что входящие в особое сочетание нагрузки прикладываются к сооружению в виде последовательности двух условно простых ступеней нагружения. При этом второй ступенью являются собственно деформации земной поверхности, а в первую ступень входят все остальные нагрузки особого сочетания.

6.36. Расчетную зависимость между изгибающим моментом и кривизной сечения при активном нагружении рекомендуется принимать в виде

                                                                                                       (103)

где:

α, β и γ - коэффициенты, определяемые по формулам:

                                                         (104)

где:

В0 - начальная жесткость железобетонного сечения, определяемая в соответствии с требованиями главы СНиП по проектированию железобетонных конструкций;

Мр,  - несущая способность сечения по расчетным характеристикам материалов и соответствующая этому напряженному состоянию кривизна, определяемые в соответствии с требованиями главы СНиП по проектированию железобетонных конструкций;

Мпр - несущая способность сечения по нормативным характеристикам материалов;

 - предельная кривизна сечения, определяемая по формуле: (99).

При упругой разгрузке сечения формула (103) заменяется выражением

                                                                                                         (105)

где:

 - остаточная кривизна.

6.37. Статический расчет рам на воздействие особого сочетания

нагрузок с учетом физической нелинейности и сложного нагружения рекомендуется производить методом распределения перемещений в основной системе метода сил.

Суть метода распределения перемещений поясняется ниже приводимым алгоритмом, записанным для линейной задачи.

Вычисляется главный коэффициент системы канонических уравнений метода сил:

                                                                                                (106)

где:

{bi}t - матрица усилий в t-ом расчетном сечении от единичного значения i-го неизвестного усилия;

[F]t - матрица податливости элемента, которому принадлежит t-e расчетное сечение;

t - номера тех расчетных сечений, в которых усилия от i-го неизвестного тождественно не равны нулю. Определяется разрывное перемещение по i-му направлению на j-ом цикле итерации:

                                                                                 (107)

где D(0)i - начальное перемещение по i-му направлению, вызванное деформациями земной поверхности;

{S}(k-1)t - матрица усилий в t-ом расчетном сечении на (k-1)-ом приближении, при этом матрица {S}(0)t является матрицей усилий в t-ом расчетном сечении от нагрузки в основной системе метода сил.

Если D(j)i<a, где α - заданная разрывность перемещений, вычисления прекращаются.

Определяется приращение i-го неизвестного усилия на j-м цикле итераций, устраняющего разрывность перемещения по i-му направлению, т.е. приводящего к равенству D(j)i = 0:

                                                                                                         (108)

Корректируется матрица искомых усилий с учетом найденного приращения неизвестного усилия:

                                                                                          (109)

Индексы в формулах (106-109) изменяются в такой последовательности:

                                                                          (110)

где:

n - количество неизвестных метода сил;

m - количество итераций, при котором для всех i D(j)I<a.

С учетом формул (106-110) алгоритм распределения усилий для нелинейной задачи запишется в следующем виде.

Предварительно записывается физический закон нелинейного деформирования:

                                                                                                        (111)

где:

ei({S}t)-1 - логически разветвленные нелинейные функции от матрицы усилий для t-го расчетного сечения, составленные с учетом зависимостей (103) и (105).

Определяются матрицы касательных жесткостных характеристик сечений:

                                                                                (112)

 - дифференциальный оператор частной производной по l-му усилию матрицы {S}t.

Матрицу податливости записывают как функцию от матрицы касательных жесткостных характеристик:

                                                                                                        (113)

Далее организуется итерационный процесс по аналогии с тем, какой записан для линейной задачи. Процедура определения главных коэффициентов войдет теперь в состав итерационного процесса, так как матрица податливости будет зависеть от матрицы усилий.

Определяются матрицы касательных жесткостей в t-x расчетных сечениях на (k-1)-м приближении:

                                                                                           (114)

Определяются в тех же сечениях матрицы податливости на (k-1)-м приближении:

                                                                                               (115)

Вычисляется главный коэффициент системы канонических уравнений метода сил на j-ом цикле итераций:

                                                                                          (116)

Вычисляются деформации в t-x расчетных сечениях от матрицы усилий на (k-1)-ом приближении:

                                                                                                (117)

Определяется разрывное перемещение по i-му направлению на j-ом цикле итерации:

                                                                                            (118)

Если D(j)i<a,

где:

α - заданная разрывность перемещений, вычисления прекращают.

Определяется приращение i-го неизвестного усилия на j-oм цикле итераций, приводящего к равенству нулю величины D(j)i.

                                                                                                        (119)

Корректируется матрица искомых усилий с учетом найденного приращения неизвестного усилия:

                                                                                         (120)

Результатом расчета являются матрицы деформаций, определяемые по формуле (117).

6.38. Необходимость защиты многоэтажных каркасных зданий определяется на основании статического расчета конструкций, в результате которого определяются предельные перемещения элементов каркаса, допустимые по условию прочности (98).

Вывод о необходимости применения строительных мер защиты делается в результате сопоставления максимальных ожидаемых перемещений элементов конструкций с предельными.

При отрицательном результате, т.е., если применение мер защиты необходимо, конструктивно увеличивают прочность сечений и проверку повторяют.

6.39. Для некоторых типов конструкций, изготовляемых бе предварительного напряжения с арматурой класса A-I-А-III, предельные перемещения элементов каркаса допускается принимать по табл. 21, где приведены относительные предельные оседания опор балок и относительные предельные горизонтальные перемещения фундаментов колонн.

Примечание. Относительное перемещение определено как отношение абсолютного перемещения к длине элемента (к длине балки, высоте колонны).

6.40. Предельное оседание опоры железобетонной балки, жестко сопряженной с колоннами, допускается определять по упрощенной методике в излагаемой ниже последовательности.

Таблица 21

Тип конструкций кгфкаса

Относительные оседания

в плоскости ра мы

в связевом направлении

1. Монолитные железобетонные балки из бетона марки М 150 и ниже с площадью сжатой опорной арматуры менее 20 % растянутой

0,001

0,005

2. То же, из бетона марки М 150-200 с площадью сжатой опорной арматуры 20-30 % растянутой

0,003

0,006

3. То же, из бетона марки М 200 и выше с площадью сжатой опорной арматуры более 50 % растянутой

0,005

0,007

4. Сборные железобетонные балки по серии 1.420-12,1.020

0,007

0,01

5. Стальные балки и колонны (из стали СтЗ)

0,01

0,01

6. Железобетонные колонны с площадью сечения более 0,15 м2

0,002

0,004

7. То же, с площадью сечения менее 0,1 м2

0,004

0,008

Предельная величина смещения опоры определяется по формуле:

(121)

где k - коэффициент безопасности по материалам, назначаемый в пределах от 1,4 до 1,8 в зависимости от значимости сооружения;

Q - дополнительная поперечная сила, возникающая при смещении опоры, определяемая по формуле:

                                                                    (122)

l - пролет балки в свету; МОПр, МПРр - соответственно несущая способность опорного и пролетного сечений по расчетным характеристикам материала; МПРн - несущая способность пролетного сечения по нормативным характеристикам материалов; Мпр - предельная несущая способность опорного сечения, определяемая как несущая способность сечения с высотой сжатой зоны хпр по нормативным характеристикам бетона и сжатой арматуре, для прямоугольного сечения, по формуле:

                                         (123)

sТ - напряжение текучести растянутой арматуры;

E' - модуль упрочнения растянутой арматуры;

eб(ПР) - предельная сжимаемость бетона при изгибе, определяемая по формуле:

                                                                                                           (124)

eТ¢а - деформация начала текучести сжатой арматуры;

x0 - характеристика деформативных свойств бетона, определяемая по формуле:

                                                                                               (125)

eу - деформация начала упрочнения растянутой арматуры;

d1, d2 - параметры пластического шарнира, определяемые по формулам:

                                    (126)

                 (127)

МОПН - несущая способность опорного сечения по нормативным характеристикам материалов;  - кривизна опорного сечения, вычисляемая по формуле: СНиП II-21-75 на проектирование железобетонных конструкций при значении изгибающего момента, равного МОПр;  - кривизна опорного сечения в момент начала текучести, определяемая по формуле:

                                                                                                    (128)

 - относительная высота сжатой зоны бетона, используемо мая при определении МОПН;

- кривизна опорного сечения в момент начала упрочнения, определяемая по формуле:

                                                                                                    (129)

 - предельная кривизна опорного сечения, определяемая по формуле:

                                                                    (130)

Остальные обозначения приняты в соответствии с главой СНиП по проектированию железобетонных конструкций.

Дополнительное предельное смещение опоры балки за счет де-формативности стыка при опирании балок на консоли по типу серии ИИ-20 определяется по формуле:

                                                                                              (131)

где d - длина опорного участка консоли;

eа(ПР) - предельная деформация в растянутой арматуре, определяемая по формуле:

                                                                                         (132)

εТ - деформация начала текучести растянутой арматуры.

Предельное перемещение балки со стыками по типу серии ИИ-04 определяется по формуле:

                                                                                            (133)

где εВ - деформация в накладке, соответствующая началу образования шейки разрыва; εy - деформация начала упрочнения материала накладки; d - длина накладки; В - жесткость балки без трещин; Q - дополнительная поперечная сила, возникающая от смещения опоры, определяемая по формуле:

                                                                                           (134)

Е' - модуль упрочнения материала накладки; Fн - площадь сечения накладки.

Опорное сечение балки должно отвечать условиям прочности по поперечной силе, равной

                                                                                                           (135)

где:

qp - расчетная величина равномерно распределенной нагрузки, определяемая по формуле:

                                                                                                (136)

6.41. Предельное горизонтальное перемещение опорного сечения колонны допускается определять по упрощенной формуле

                                                                                                         (137)

где:

В - жесткость колонны без трещин; k - коэффициент безопасности по материалам, назначаемый равным от 1,4 до 1,8 в зависимости от значимости сооружения; Н - высота колонны от обреза фундамента до низа балки; Q - дополнительная поперечная сила в колонне от горизонтального смещения фундамента, определяемая по формуле:

                                                                                                         (138)

Mp- несущая способность сечения по расчетным характеристикам материалов, определяется для прямоугольного сечения по формуле:

                                           (139)

N - сжимающие усилия в колонне;

 - высота сжимаемой зоны, определяемая по формуле:

       (140)

Мпр - несущая способность сечения по нормативным характеристикам материалов, которая определяется по формулам (139), (140) с учетом RНПР, RНАС.

Величину продольной силы, входящей в формулу (140), допускается принимать равной

                                                                               (141)

Сечение колонны должно удовлетворять условиям прочности по поперечной силе, равной

                                                                                                                  (142)

6.42. Предельное оседание опоры стальной балки, жестко сопряженной с колоннами, допускается определять по упрощенной формуле:

                                                                                        (143)

где:

l - пролет балки в свету;

h - высота балки;

εТ - деформации начала текучести стали; εy- деформация начала упрочнения стали; εВ - деформация, соответствующая началу образования шейки стали; lTУ - длина пластической зоны, определяемая по формуле:

                                     (144)

МОППР, МПРПР - продольные изгибающие моменты, соответственно в опорном и пролетном сечении балки при образовании в них пластических шарниров, которые определяются по формуле:

                                                                                                            (145)

σТ - напряжение текучести стали; Sx - статический момент растянутой (сжатой) площади симметричного поперечного сечения относительно нейтральной оси; Mmax - максимальный изгибающий момент в опорном сечении, соответствующий достижению краевыми деформациями предельной величины, определяемый по формуле:

                                                                             (146)

Wx - момент сопротивления сечения.

Опорное сечение балки должно проверяться на прочность по поперечной силе, определяемой по формуле:

                                                                                                           (147)

где:

qПР - равномерно распределенная нагрузка, при которой на оси балки образуется три пластических шарнира, определяемая по формуле:

                                                                                              (148)

Q - дополнительная поперечная сила от смещения опоры

                                                                                                  (149)

6.43. Предельное горизонтальное смещение опорного сечения стальной колонны определяют по упрощенной формуле

                                                                                    (150)

где: Н - высота колонны от обреза фундамента до низа балки; lTУ - длина пластической зоны, определяемая по формуле:

                                                                                           (151)

где: МОППР  и Мmax - определяется по формулам (145), (146).

Предельное горизонтальное перемещение опорного сечения решетчатой колонны определяется по формуле:

                                                                                                      (152)

где: d - длина панели (участка пояса между смежными узлами решетки).

Сечение колонны должно отвечать условию прочности по поперечной силе, равной

                                                                                                                (153)

6.44. При предельных перемещениях в конструкциях возможно образование дефектов, не допускаемых при длительной их эксплуатации (раскрытие трещин в растянутой зоне железобетонных элементов более 0,3 мм, появление трещин в ограждающих конструкциях и т.п.). Указанные дефекты должны выявляться в процессе освидетельствования конструкций в период подработки и устраняться в процессе ремонтов.

6.45. Предельные перемещения конструкций, определенные по условиям прочности сечений, не должны превышать допустимые перемещения, регламентируемые санитарными нормами и техническими условиями эксплуатации оборудования.

Пример расчета

Необходимо определить предельные неравномерные вертикальные перемещения фундаментов жесткой железобетонной рамы, обусловленные образованием уступа в основании, при различных уровнях эксплуатационной нагрузки.

Диаграмма работы железобетонных сечений принята в соответствии с формулами (103) и (105). Эксплуатационная нагрузка изменялась в расчетах от нуля до такого уровня, при котором в наиболее нагруженном сечении балки изгибающий момент достигал расчетной несущей способности указанного сечения. Для каждого уровня эксплуатационной нагрузки неравномерные вертикальные перемещения изменялись от нуля до 22 см. Расчеты выполнены по формулам (111)-(120). Результаты расчета представлены на рис. 78 в виде графиков напряженного а и деформированного б состояния наиболее нагруженного опорного сечения балки.

Рис. 78. Напряженное (о) и деформированное (б) состояние сечения железобетонной балки

Расчетная несущая способность выделенного сечения, определенная в соответствии с нормами по проектированию железобетонных конструкций, составила Мр=329 кНм, предельная несущая способность Мпр=360 кНм, кривизна, соответствующая расчетной несущей способности сечения, составила  1/м, предельная кривизна, вычисленная по формуле: (99),  1/м. Коэффициент безопасности по материалам принят равным 1,4. В этом случае правая часть формулы (98) составит:  1/м.

Таблица 22

Перемещения

Уровень эксплуатационной нагрузки (номера кривых на рис. 78)

наименование

обозначение

1

2

3

4

Допустимое по условиюМ£Мр

[уi]

11

6

3,4

0

Допустимое по условию (98) при k=1,4

[уi]k

18

13,2

10,2

7

Предельное по условию (98) при k=1

уiпр

22

17

14

10,8

Для определения предельных неравномерных вертикальных перемещений железобетонной рамы в соответствии с условием прочности (98) проведем на графике (см. рис. 78, б) горизонталь .

Из точек ее пересечения с кривыми 1, 2, 3 и 4, соответствующими различным уровням эксплуатационной нагрузки, опустим вертикали до пересечения с осью перемещений у. Абсциссы пересечения указанных вертикалей с осью у будут численно равны допустимым перемещениям железобетонной рамы, т.е. будет выполнено условие прочности по формуле: (98). Для сопоставления сравним указанные предельные перемещения с допустимыми по условию прочности М£ Мр, которое используется в расчетах на силовые факторы (нагрузки). Для этого на графике (рис. 78, а) проведем горизонталь М = Мр. Из точек пересечения этой горизонтали с кривыми 1-4 опустим вертикали до пересечения с осью абсцисс. Абсциссы точек последних пересечений будут численно равны допустимым перемещениям железобетонной рамы, т.е. М = Мр. В частности, для эксплуатационной нагрузки (кривая 4) допустимое перемещение равно нулю, в то время как допустимое перемещение по условию (98) составляет 6,8 см. Результаты указанных сопоставлений сведены в табл. 22. Там же приведены величины предельных перемещений, определенные по предельной кривизне , т.е. при коэффициенте безопасности по материалам, равном единице.

Из данного примера становится очевидной эффективность использования в случае деформационных воздействий уравнений прочности, характеризующих деформированное (а не напряженное) состояние сечений, удовлетворяющих условию (98).

7. БЕСКАРКАСНЫЕ ЗДАНИЯ

КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕнИЯ

7.1. Конструктивная система бескаркасных зданий или их отсеков должна соответствовать характеру деформаций земной поверхности.

Здания рекомендуется проектировать на основе следующих конструктивных систем:

I - с поперечными и продольными несущими стенами, на которые перекрытия опираются по контуру или трем сторонам; наружные продольные стены могут быть при этом несущими или самонесущими (рис.79). Такая система применяется, как правило, для крупнопанельных зданий;

Рис. 79. Конструктивная система здания с поперечными и продольными несущими стенами.

Наружные и внутренние стены несущие. Перекрытие опирается по контуру.

а - общий вид; б - план-схема; 1 - панели перекрытия; 2 - наружные несущие стеновые панели однорядной разрезки; 3 - продольные и поперечные несущие стены

II - с поперечными несущими стенами, продольными диафрагмами жесткости (продольные стены лестничных клеток, отдельные участки наружных и внутренних стен) и перекрытиями, опертыми преимущественно по двум сторонам на поперечные стены (система с широким шагом поперечных стен); по такой системе чаще всего проектируются кирпичные здания с изломами в плане, крупнопанельные и крупноблочные здания следует допускать только для экспериментального строительства;

III - с продольными несущими стенами, поперечными диафрагмами жесткости (поперечные стены лестничных клеток, торцевые стены и др.) и перекрытиями, опертыми по двум сторонам на продольные стены (рис. 80). По такой системе проектируются крупнопанельные, крупноблочные и кирпичные здания.

Наряду с перечисленными системами для экспериментального строительства могут быть использованы комбинированные панельно-блочные системы, состоящие из плоских и объемно-пространственных элементов.

Рис. 80. Конструктивная система здания с продольными несущими стенами, поперечными диафрагмами жесткости

а - общий, вид; б - план-схема; 1 - несущие панели наружных стен; 2 панели перекрытия на комнату, опирающиеся на две стороны, или длинномерный настил; 3 - продольная внутренняя несущая стена; 4 - поперечная внутренняя самонесущая стена (диафрагма жесткости); 5 - наружная поперечная самонесущая стена (дополнительно выполняющая функции диафрагмы жесткости)

7.2 (7.1, 7.7). Бескаркасные здания должны проектироваться по жесткой или комбинированной конструктивной схеме.

При комбинированной схеме предусматривается сочетание податливой и жесткой конструктивных схем. В жилых зданиях, а также в общественных зданиях, решаемых по мелкоячеистой структуре (с пролетами 6 м и менее), фундаментно-подвальную часть допускается проектировать по податливой конструктивной схеме, а надземную - по жесткой.

Бескаркасные одноэтажные производственные здания при пролетах 12 м и более допускается проектировать по податливой конструктивной схеме с отделением поперечных стен от продольных при помощи деформационных швов.

7.3 (7.4). Прочность бескаркасных зданий, возводимых на подрабатываемых территориях, должна обеспечиваться конструктивными мероприятиями; по фундаментно-подвальной части зданий устройством фундаментного и цокольного поясов (рис. 81-82).

Рис. 81. Сечение стены фундаментно-подвальной части из крупных блоков, усиленных сборно-монолитными железобетонными поясами

1 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 2 - шов скольжения

Рис. 82. Деталь армирования армокирпичного пояса подвальной части здания

1 - блок стены подполья; 2 - панель перекрытия; 3 - расчетная арматура по периметру здания; 4 - гидроизоляция

По надземной части зданий:

в панельных зданиях - путем соединений выпусков рабочей арматуры стеновых панелей в замкнутые связи по периметру наружных стен, в крупноблочных и кирпичных зданиях - устройством по периметру несущих стен поэтажных железобетонных сборно-монолитных или армокаменных замкнутых поясов в уровне перемычек или перекрытий (рис. 83-91).

Рис. 83. Деталь сборно-монолитного железобетонного пояса. Сопряжение продольной наружной и внутренней поперечной стен

1 - наружная продольная стена из крупных блоков; 2 - внутренняя поперечная стена из крупных блоков; 3 - сборно-монолитный пояс; 4 - расчетная арматура; 5 - шов скольжения

Рис. 84. Деталь сопряжения торцовой и наружной продольной стены в зданиях со стенами из кирпичной кладки

1 - наружная продольная стена; 2 - панель перекрытия; 3 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 4 - торцовая стена; 5 - расчетная арматура; 6 - распределительная арматура

Рис. 85. Деталь сопряжения двух продольных наружных стен в зданиях со стенами из кирпичной кладки

1 - продольная наружная стена; 2 - панель перекрытия; 3 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 4 - расчетная арматура; 5 - распределительная арматура

7.4 (7.4). Горизонтальные арматурные пояса в надземной части панельных зданий образуются путем выпуска и стыкования арматуры из панелей в уровне надпроемных перемычек с. таким расчетом, чтобы арматура перемычек использовалась как рабочая арматура поясов. Стыковые соединения должны обязательно замоноличиваться тяжелым бетоном. Панели продольных и поперечных стен должны соединяться между собой и панелями перекрытий связями, способными воспринимать расчетные усилия в стыках. При этом должны обеспечиваться необходимые надежность и долговечность соединения.

7.5. Детали стыковых соединений панельных зданий приведены в «Руководстве по проектированию конструкций панельных жилых зданий для особых грунтовых условий» (М.: Стройиздат, 1982).

7.6. Конструктивное решение стыков должно обеспечивать работу связей между пространственными элементами здания на восприятие усилий сдвига, растяжения, сжатия, возникающих при деформациях основания.

7.7 (7.9, 7.10). В панельных зданиях для восприятия усилий сдвига, действующих в плоскости стен по вертикальным стыкам между панелями, выполняется рифление вертикальных торцов панелей. Если этого недостаточно для восприятия сдвигающих усилий, рекомендуется устройство бетонных шпонок путем замоноличивания узловых соединений стеновых панелей и устройства в пределах этажа не менее двух дополнительных бетонных шпонок.

Усилия сдвига в горизонтальном стыке допускается воспринимать силами трения по шву, заполненному раствором или бетоном и обжатому вертикальной нагрузкой и вертикальными связями. При недостаточном противодействии сил трения рекомендуется устраивать шпоночные связи в горизонтальных стыках.

Рис. 86. Деталь сопряжения поясных блоков торцевой, стены с блоками наружной продольной стены

1 - наружная продольная стена; 2 - торцовая стена; 3 - панели перекрытия; 4 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 5 - сварные швы

Рис. 87. Деталь сопряжения балконной плиты с блоками сборно-монолитного железобетонного пояса

1 - наружная продольная стена из крупных блоков; 2 - панель перекрытия; 3 - балконная плита; 4 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 5 - перемычечный блок наружной продольной стены; 6 - анкер; 7 - сварные швы

Рис. 88. Деталь примыкания вентиляционного блока внутренней поперечной стены к поясным блокам наружной продольной стены

1 - вентиляционный блок; 2 - панели перекрытия; 3 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 4 - сварные швы

Рис. 89. Деталь сопряжения блоков сборно-монолитного железобетонного пояса

1 - стеновой блок наружной стены; 2 - панели перекрытия; 3 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 4 - сварные швы

Рис. 90. Деталь сопряжения блоков сборно-монолитного железобетонного пояса по внутренней продольной стене

1 - стеновой блок; 2 - панель перекрытия; 3 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 4 - сварные швы

Рис. 91. Деталь сопряжения наружной продольной и внутренней поперечной стены в зданиях со стенами из кирпичной кладки

1 - наружная продольная стена; 2 - внутренняя поперечная стена; 3 - панели перекрытия; 4 - балконная плита; 5 - сборно-монолитный железобетонный пояс; 6 - расчетная арматура; 7 - распределительная арматура

Рис. 92. Конструктивное решение деформационного шва между отсеками. Величина зазора «в» назначается по расчету

1 - спаренные стены отсеков подполья или подвала; 2 - стены отсеков первого этажа; 3 - перекрытие; 4 - монолитный или сборно-монолитный железобетонный пояс; 5 - сборные фундаменты, установленные вразбежку; 6 - шов скольжения; 7 - вертикальная гидроизоляция

Рис. 93. Вариант конструкции деформационного шва в уровне крыши спаренных отсеков. Размер зазора «в» назначается по расчету

1 - вкладыши из поролона; 2 - фартук-компенсатор из оцинкованной стали; 3 -  рулонный ковер; 4 - компенсатор из оцинкованной стали; 5 - ребристая плита покрытия; 6 - поперечные стены спаренных отсеков

7.8 (7.11). В стенах крупноблочных зданий должны предусматриваться конструктивные меры, исключающие возможность отклонения блоков из плоскости стен. Проектная документация должна содержать указания о необходимости тщательного заполнения раствором вертикальных и горизонтальных швов между блоками в соответствии с требованиями главы СНиП II-22-81.

Перемычки над проемами необходимо использовать в качестве связей между простенками. Перемычки при неравномерных вертикальных деформациях основания должны работать на действие изгиба от взаимного смещения по вертикали смежных простенков, а также на действие растяжения или сжатия от изгиба в их плоскости.

7.9 (7.11). Пересечения несущих стен и простенки в кирпичных и крупноблочных зданиях в соответствии с требованиями СНиП II-8-78 должны по расчету усиливаться горизонтальными сетками.

Выпуски рабочей арматуры перемычек над проемами должны стыковаться с арматурой поясных блоков, образуя замкнутые железобетонные или армокаменные пояса, располагаемые в уровне междуэтажных перекрытий.

Несущие стены зданий необходимо поэтажно объединять горизонтальными диафрагмами, образуемыми из панелей перекрытий.

7.10 (7.8). Деформационные швы в бескаркасных зданиях конструктивно решаются в виде парных поперечных стен.

Конструкция фундаментов в зоне деформационных швов должна обеспечивать независимость перемещений поперечных стен, образующих деформационные швы (рис. 92).

В уровне покрытия шов должен быть перекрыт компенсационным устройством (рис. 93).

По фасаду деформационный шов должен быть закрыт нащельником и утеплен легкосжимаемым материалом, не препятствующим взаимному смещению наружных стен и обеспечивающим свободный поворот отсека при неравномерных деформациях основания.

Для передачи и распределения сжимающих усилий, возникающих при возможном замыкании деформационных швов между отсеками вследствие их взаимного, наклона при неравномерных оседаниях поверхности, а также для ограничения величин наклонов отсеков здания в продольном направлении применяются контактные устройства (конструктивные решения контактных устройств см. РСН 297-78, прил. 5).

7.11. Фундаментно-подвальная часть зданий может быть решена по жесткой, податливой или комбинированной конструктивной системе (рис. 94).

Рис. 94. Конструктивные схемы фундаментов

а, б - жесткой конструкции; в, г - плитные фундаменты; д. е - отдельно стоящие фундаменты; 1 - цокольная панель; 2 - шов скольжения; 3 - железобетонные подушки; 4 - железобетонный фундаментный пояс; 5 - фундаментная плита; 6 - бетонная подготовка; 7 - связь-распорка; 8 - фундамент

Рис. 95. Различные способы защиты зданий от воздействия горизонтальных деформаций грунта

а - самостоятельная работа надземной и подземной частей здания; б - совместная работа надземной и подземной частей здания; в - устройство местного заглубления подполья или подвала; 1 - шов скольжения; 2 - монолитное перекрытие, совмещенное с цокольным поясом; 3 - стены подвала, отделенные швом скольжения от вышележащих конструкций; 4 - фундаментный пояс; 5 - стены подвала, работающие совместно с надземной частью здания; в - сборные фундаменты, отделенные швом скольжения; 7 - конструкции местного заглубления

Жесткая конструктивная схема осуществляется путем соединения конструктивных несущих элементов надземной и фундаментно-подвальной части здания в одну пространственную систему, при которой исключаются их самостоятельные перемещения от воздействия вертикальных и горизонтальных деформаций основания.

Рис. 96. График зависимости площади сечения арматуры фундаментного пояса от прогнозируемых величин относительных горизонтальных деформаций основания

а - для блок-секции серии 121- 043/1; б - для блок-секции серии 96-06/1, двухсекционный отсек; в - для блок-секции серии 96-06/1, односекционный отсек

Площадь арматуры в фундаментном поясе под внутреннюю продольную стену определяется умножением площади сечения арматуры, полученной из графика, на: а - К=1,5; б - К=1,35; в - К=1,8. Для получения площади стали фундаментных поясов под поперечные стены необходимо площадь, найденную по графику при значении Х=0 м. умножить на а-К=0,5; б - К=0.25; в - К=0,6. Расчетное сопротивление стали, принято равным 360 МПа

Жесткая конструктивная схема фундамента зданий достигается устройством непрерывного железобетонного пояса по фундаментным подушкам под всеми несущими стенами и при необходимости также по верху фундаментно-подвальной части. Кроме этого предусматриваются дополнительные связи между подземными и надземными конструкциями.

В случае применения податливых фундаментов рекомендуется разделение надземной и подземной части здания с помощью шва скольжения. Над швом должен предусматриваться непрерывный железобетонный пояс, жестко связанный с цокольным перекрытием (рис. 95, а). Стены подземной части здания, расположенные ниже железобетонного пояса и шва скольжения, следует проектировать из сборных блоков заводского изготовления, сдвигающихся (без наклонов) по шву скольжения под действием горизонтальных деформаций основания. По низу блоков над фундаментными подушками устраивается шов скольжения.

Фундаменты комбинированной конструктивной схемы выполняются аналогично жестким фундаментам с устройством в нижней части шва скольжения (рис. 95, б).

Местные заглубления конструкций фундаментов необходимо отделять от вышележащих конструкций швами скольжения (рис. 95, в).

При проектировании фундаментов в виде монолитной железобетонной плиты шов скольжения следует устраивать в уровне подошвы фундамента на бетонной подготовке.

7.12. Фундаментный, а также цокольный (в случае его применения) железобетонные пояса должны образовывать горизонтальные рамы в пределах отсека; количество арматуры и распределение ее по сечению поясов принимается по расчету.

Подбор площади сечения арматуры фундаментных поясов в зависимости от прогнозируемых величин относительных горизонтальных деформаций удобно производить по графикам, приведенным на рис. 96.

Применение таких графиков в типовых и повторно применяемых, проектах позволяет без дополнительных расчетов назначать армирование фундаментных поясов дифференцировано для конкретных площадок строительства.

Графики составлены исходя, из следующих предпосылок: расчет выполнен на действие продольных сил по зависимостям (154)-(174).

Арматура фундаментного пояса не учитывается при расчете здания на усилия, возникающие от искривления основания.

Расчет выполнен при модуле деформации грунта Е = 10-30 МПа. При грунтах с модулем Е>30 МПа для односекционного отсека и Е>20 МПа для двухсекционного отсека необходимо устройство грунтовых подушек.

РАСЧЕТ БЕСКАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ (ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ)

7.13 (5.12). При расчете бескаркасных зданий по упрощенной расчетной схеме здание приводится к одномерной балке с приведенными жесткостными характеристиками изгиба (Е1) и сдвига (GF), расчет ведется по обобщенным усилиям и перемещениям.

Определение обобщенных усилий, распределение усилий по высоте здания, и определение усилий в конструктивных элементах выполняются в соответствии с рекомендациями настоящего раздела.

7.14 (5.12). Расчет здания по уточненной расчетной схеме (основные расчетные предпосылки и порядок расчета) показан на примере расчета крупнопанельного 9-этажного здания на искривленном основании при действии горизонтальных деформаций.

7.15. При искривленном основании здания, проектируемые с жесткими и податливыми фундаментами, рассчитываются на воздействие кривизны и горизонтальных деформаций. Нагрузки от горизонтальных деформаций определяются по рекомендациям настоящего раздела, а при необходимости учета фактора времени по рекомендациям раздела 8.

Здания, проектируемые с плитными фундаментами, а также по смешанной конструктивной системе, когда первый этаж выполняется каркасным, рассчитывают на кривизну.

Фундаментные плиты и связи-распорки рассчитываются на нагрузки, вызванные горизонтальными перемещениями грунта основания. Каркасная часть при этом рассчитывается на воздействие искривления земной поверхности.

7.16. При проектировании зданий повышенной этажности должны учитываться в несущих конструкциях и в основании зданий дополнительные усилия от наклонов земной поверхности с учетом кренов от ветровой нагрузки.

7.17. При ступенчато оседающем основании расчет зданий производится на действие уступа и горизонтальных деформаций. За расчетное местоположение уступа в плане здания принимается его действительное (протрассированное с соседних участков) или такое, при котором возникающие в несущих конструкциях здания усилия будут наибольшими.

7.18. При расчете конструктивных элементов следует иметь в виду, что основными элементами жилых домов, воспринимающими сдвигающие по вертикали усилия, являются надпроемные несущие элементы панельных зданий, перемычечные блоки крупноблочных и поэтажные железобетонное пояса кирпичных зданий, а также цокольный и фундаментный железобетонные пояса.

Перемычки-пояса наружных стен кирпичных и крупноблочных зданий рассчитываются на растягивающие (сжимающие) усилия (N) и на местный изгиб от перекосов, вызываемых действием распределенной по перемычкам обобщенной перерезывающей силы (Q).

Прочность простенков проверяется на внецентренное сжатие от вертикальной нагрузки с изгибом в плоскости стены от разности усилий в примыкающих к простенкам перемычках-поясах в сечении стены, где перерезывающая сила достигает максимума.

Кроме того, простенки должны быть, проверены на сдвигающие усилия S [формула (223)] в горизонтальном сечении в уровне перекрытия над i-тым этажом. Расчетом проверяются крайние простенки первого этажа, где, сдвигающие и сжимающие усилия максимальны.

Расчет арматуры поясов и бетонных простенков выполняется согласно главе СНиП на проектирование бетонных и железобетонных конструкций. Расчет кирпичных простенков производится по формулам главы СНиП на проектирование каменных и армокаменных конструкций.

ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК НА ФУНДАМЕНТЫ ОТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ ОСНОВАНИЯ

7.19. Горизонтальные деформации обусловливают следующие нагрузки на заглубленный в грунт ленточный фундамент жесткой конструкции:

силы трения сдвигающегося грунта по подошве рассчитываемого фундамента и фундаментов примыкающих стен;

нормальные давления сдвигающегося грунта на боковые поверхности фундаментов;

силы трения грунта по боковым поверхностям фундамента.

7.20. Суммарные нагрузки, вызванные горизонтальными деформациями грунта, определяются по формуле:

                                                                                                                   (154)

где: NT и NT - соответственно нагрузки, вызванные силами трения сдвигающегося грунта в продольном направлении по подошве рассчитываемого фундамента NT и по подошве фундаментов, примыкающих к расчетному и передающихся на расчетный фундамент NT;

Nб - нагрузки, вызываемые силами трения грунта, по боковым поверхностям контакта рассчитываемого фундамента с грунтом;

Nд - нагрузки, вызванные нормальным давлением сдвигающегося грунта на фундаменты, примыкающие к расчетному.

7.21. Нагрузка NT по подошве ленточных фундаментов в направлении их продольной оси определяется по формуле:

                                                                           (155)

где:

                                                                                                      (156)

                                                                                               (157)

                                                                                                                 (158)

                                                                                                           (159)

l и b - полудлина и полуширина рассчитываемого ленточного фундамента;

х - расстояние от оси отсека до сечения, в котором определяется усилие;

ε0 - расчетная величина относительной горизонтальной деформации грунта основания (растяжения или сжатия) по маркшейдерскому расчету;

εк - собственные деформации конструкций фундаментов (поясов) под воздействием возникающих в них напряжений, принимаются в зоне растяжений eк = 1´10-3, в зоне сжатия εк = 0;

Е0 и μ0 - модуль деформации и коэффициент Пуассона грунта;

υ, ψ- константы грунта, определяемые по табл. 14;

φ, с - угол внутреннего трения и сцепление (параметр линейности) грунта;

ωz, ωx - безразмерные коэффициенты, определяемые по табл. 12;

Ро - среднее нормативное удельное давление под подошвой рассчитываемого фундамента, МПа.

7.22. Нагрузка, вызванная силами трения по подошвам примыкающих стен, определяется по формуле:

                                                                                         (160)

где: ССД.xi - коэффициент жесткости основания примыкающего фундамента при сдвиге грунта, определяется из выражения (56);

FПi - площадь подошвы i-го примыкающего фундамента;

ωzi, ωxi, - коэффициенты, зависящие от соотношения сторон подошвы фундамента  ( - сторона подошвы фундамента в направлении горизонтального сдвижения грунта) принимается по табл. 12;

lПi - расчетное относительное перемещение грунта под i-м примыкающим фундаментом:

                                                                                                         (161)

NТ(ПР)i - величина предельной силы трения от сдвигающегося грунта по подошве фундамента, определяется по формуле:

                                                                                            (162)

P0i - среднее нормативное удельное давление под подошвой i-го фундамента;

xi - расстояние от оси отсека до продольной оси рассматриваемой примыкающей стены.

Примечание. Примыкающий фундамент передает на каждый продольный фундамент половину нагрузки.

7.23. Нагрузка NПТПi в любом сечении х продольного фундамента от сил трения под примыкающими стенами определяется из выражения:

                                                                                                            (163)

7.24. Нагрузки, вызываемые силами трения грунта по боковой поверхности контакта рассчитываемого фундамента определяются из условий предельного сдвига:

                                                                                (164)

где: h -величина заглубления фундамента; если фундамент, заглублен в грунт на одинаковую величину h, то формула (164) имеет множитель 2; если величины заглублений разные, то величины Nb(x) вычисляются для каждой боковой поверхности и затем суммируются;

γ3 - плотность грунта засыпки к моменту подработки здания;

φ3, c3 - угол внутреннего трения и удельное сцепление грунта к моменту подработки здания, принимаются по табл. 15.

7.25. Нагрузки, вызываемые нормальным давлением сдвигающегося грунта на фундаменты, примыкающие к расчетному, определяются по формуле:

                                                                                  (165)

                                                                                                        (166)

где: hi, ai - заглубление фундамента со стороны надвигающегося на него грунта и длина фундамента;

FПi - площадь боковой поверхности i-го фундамента, воспринимающей боковое давление;

 - приведенный модуль боковой деформации грунта, определяемый по формуле: (65).

7.26. NД(ПР)