Габрусенко В.В. Аварии, дефекты и усиление железобетонных и каменных конструкций (2006)


Чтобы посмотреть этот PDF файл с форматированием и разметкой, скачайте его и откройте на своем компьютере.
В. В. Габрусенко,

Общество железобетонщиков Сибири и Урала, Новосибирск

АВАРИИ, ДЕФЕКТЫ И
УСИЛЕНИЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
И КАМЕННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ*

Предисловие


Статистика советского времени показывала, что более тре
ти аварий в
строительстве происходило по вине стр
оителей и монтажников. С большим отрывом
от них вторыми шли эксп
луатационники, затем работники стройиндустрии
поставщики материалов и изделий, затем проектировщики. Хотя подоб
ная
статистика "демократической" эпохи отсутствует во вся
ком случае, не
опу
бликована, можно с уверенностью сказать, что проектировщики сегодня вошли в
"призовую тройку", оттеснив на 4
-
е место работников стройиндустрии. Впрочем,
"заслуга" здесь не только самих проектировщиков хотя и про
ектировщиков тоже, но
и обстоятельств: в
последнее время, по существу, прекратился выпуск сложнейших
сборных желе
зобетонных конструкций


большепролетных балок и ферм,
тонкостенных оболочек, конструкций «на пролет» и тому по
добных изделий, которые
наиболее чутко реагируют на нару
шение технолог
ической дисциплины.

Предлагаемый читателю цикл небольших статей, изложен
ных в форме
вопросов и ответов, затрагивает только ошибки строителей и проектировщиков,
обходя вниманием эксплуата
ционников. Сделано это потому, что и первые, и вторые
неус
танны в с
воем "творческом поиске", в то время как третьи допускают, обычно,
всего две, ставшие уже рутинными ошиб
ки: перегрузку и увлажнение строительных
конструкций. При
чем эти ошибки зачастую спровоцированы их предшественни
ками


либо порочной конструкцией кро
вли, либо отсутствием водоотвода при обратном
уклоне дневной поверхности, либо недостаточной прочностью конструкционных
материалов, либо скрытым браком строителей и т. д.

Хотелось бы еще отметить следующее. Аварии и катастро
фы в строительстве
редко возник
ают в силу какой
-
то одной причины. Как правило, в одном месте и в
одно время собира
ется сразу несколько роковых обстоятельств. Не будь хотя бы
одного из них


здание, возможно бы, устояло, и люди оста
лись бы живы. Это
показывает и печальный отечественный

опыт, и в намного большей степени


опыт
зарубежья, особенно "цивилизованного" Запада, где аварии в строительстве с тяже
-
лыми последствиями происходят куда чаще, чем у нас.

Весь публикуемый материал состоит из нескольких глав: две первых
посвящены каркасн
ым и бескаркасным зданиям, еще две


непосредственно
железобетонным и каменным кон
структивным элементам, а завершают цикл статьи,
посвящен
ные диагностике повреждений и принципам усиления конст
рукций и
зданий.




Глава 1.

Каркасные здания


1.1. Как обесп
ечивается про
странственная
жёсткость каркас
ных зданий?


Пространственная жесткость


это, прежде всего, геометрическая
неизменяемость в трех плоскостях: горизонтальной и двух вертикальных.
Обеспечивается она формировани
ем геометрически неизменяемых фигу
р в каждой
плоскости рис. 1


преимущественно треугольниками при шарнирном соединении
стерж
ней а и прямоугольниками при жестком б или смешанном в со
единении.
Хотя под воздействием нагрузки эти фигуры несколько и меняют свою форму, но
меняют, во
-
п
ервых, только на время действия нагрузки и, во
-
вторых, только за счет
деформаций составляющих стерж
ней.


В одноэтажных зданиях верти
кальная жесткость обеспечивается, как правило,
плоскими рамами с жесткой заделкой колонн в фунда
ментах

и с дополнительной
уста
новкой, при необходимости, сталь
ных вертикальных связей, образую
щих
треугольники, а горизонталь
ная


жестким диском покрытия.

В многоэтажных зданиях горизон
тальная жесткость обеспечивается жесткими
дисками перекрытий и покрыт
ия, а вертикальная


жест
костью плоских рам рамные
карка
сы, жесткостью вертикальных свя
зей или диафрагм связевые карка
сы или
комбинацией того и другого рамно
-
связевые каркасы.

Большинство обрушений зданий если не считать катастроф, вызван
ных
ст
ихийными бедствиями и тех
ногенными причинами происходило и происходит из
-
за необеспеченно
сти их пространственной жесткос
ти. В частности, в одних зданиях
не было создано достаточно жесткое защемление колонн в фундаментах, в других не
была предусмотрена
установка дополнительных верти
кальных связей, в
-
третьих были
не
качественно приварены плиты по
крытия, в четвертых "на потом" была отложена
приварка верхних заклад
ных деталей ригелей и т. д.



1.2. Что произойдет, если за
зоры между сборной
колонной и ст
аканным фундаментом некаче
-
ственно заделать бетоном?


Расчетными схемами большин
ства типов каркасных зданий пре
дусматривается
жесткое защемле
ние колонн в фундаментах рис. 2, а. При использовании сборных
желе
зобетонных элементов такое защем
ление обес
печивается за счет тща
тельной
заделки бетоном зазоров между колонной и стаканом фунда
мента, причем класс
монолитного бетона должен быть не ниже клас
са бетона фундамента.

В практике строительства, увы, нередки случаи, когда после рих
товки и
временного з
акрепления колонн бетонирование зазоров осу
ществляется не сразу. За
это время в зазоры попадает мусор и грязь, которые сверху лишь замазывают
бетоном. При этом проверить каче
ство работ по одному внешнему виду не
представляется возможным. Такое соединение

становится подат
ливым, т. е. занимает
промежуточ
ное положение между жестким и шарнирным соединениями его ус
-
ловная схема показана на рис. 2, б. Оно приводит к большим измене
ниям в работе
каркаса по сравне
нию с тем, что предусмотрено в проекте: резко
му увеличению гори
-
зонтальных перемещений А и уси
лий в колоннах, снижению устойчи
вости колонн, а
в худшем случае


к обрушению здания. Этот дефект является одной из причин
появле
ния трещин в стенах и колоннах, разрушения узлов сопряжения сте
новых
панел
ей с колоннами и одной из главных причин систематического выхода из строя
"разбалтывания" путей мостовых и подвесных кранов. Поэтому качество и
своевременность заделки зазоров должны подвергаться особо тщательному
контролю.





1.3. Чт
о произойдет, если опорные закладные
детали стропильных балок ферм некачественно
приварить к закладным деталям колонн?


Сварные швы нужны не просто для фиксации положения балок и ферм как
ошибочно полагают де которые строители, а для восприятия весьма
больших усилий
скалывания и отрыва.

В частности, швы обеспечивают шарнирно
-
неподвижное опирание
стропильных конструкций ригелей на колонны, благодаря которым горизонтальные
нагрузки ветровая или крановые передаются от одной колонны к другой и
распределя
ются между ними пропорционно жесткостям рис. 3, а. При
некачественной сварке может произойти разрушение швов, тогда опора становится
шарнирно
-
подвижной и вся горизонтальная нагрузка воспри
нимается только одной
колонной, на которую последняя не рассчитан
а рис. 3, б. В совокупности с другими
дефектами это может привести к разрушению перегруженной колон
ны и, как
минимум,
-

к образова
нию в ней больших поперечных тре
щин, к постоянному выходу
из строя крановых путей, образованию тре
щин в стенах и т.п. В
значительной степени
приведенные рассуждения относятся и к ригелям многоэтаж
ных каркасных зданий.

Кроме того, в тех случаях, когда не предусмотрены вертикальные свя
зи по
торцам стропильных конструк
ций, сварные швы удерживают пос
ледние от
опрокидывания
при воз
действии горизонтальных усилий продольного направления
рис. 3,в, вид с торца балки.



1.4. Что произойдет, если при монтаже
ребристых плит покрытия перекрытия
приварить не три, а две опорные закладные дета
-
ли?


Приварка каждо
й плиты в трех точках образует геометрически не
изменяемую
фигуру
-

треугольник, а в совокупности
-

жесткий диск покрытия перекрытия,
который вов
лекает в совместную работу при действии горизонтальных сил
Т

все
колонны рис. 4, а, вид в плане. Ра
бота
каждой плиты в горизонталь
ной плоскости
напоминает работу консоли, воспринимающей часть силы
Т

рис. 4, б. Если
приваривать только две закладные детали, то каждая плита в горизонтальной
плоскости может свободно поворачиваться рис. 4, в, жесткого дис
ка не бу
дет и сила
Т
станет восприниматься колоннами только одной плоской рамы рис. 4, г. В
результате, усилия в этих колоннах резко возрастут по сравнению с расчетными если
в расчете учитывалась пространственная работа каркаса, что может привести не
только к появлению больших трещин, но и к разрушению колонн. Даже если этого не
произойдет, отсутствие жесткого дис
ка, пусть и на отдельных участках, приведет к
преждевременному из
носу колонн, разрушению кровли, а в многоэтажных зданиях
также к разрушени
ю полов.

В многоэтажных каркасных зда
ниях связевого или рамно
-
связевого типов
жесткие диски перекрытий играют похожую, но несколько иную роль см. вопрос
1.6).



1.5. Что произойдет, если швы между
ребристыми плитами по
крытия некачественно
заделать раст
вором?


При некачественной заделке в швах образуются щели, через ко
торые теплый
воздух из помещения проникает в утеплитель и, если кров
ля совмещенная
невентилируемая, конденсируется под цементной стяж
кой или под
водоизоляционным ков
ром. В результате
этого происходит систематическое
замачивание утеп
лителя, он теряет свои теплозащит
ные свойства, кровля промерзает,
а бетон плит покрытия подвергает
ся морозному разрушению. Кроме того, швы
способствуют повышению жесткости диска покрытия за счет сил сцепл
ения между
раствором замоноличивания и боковыми повер
хностями плит. Поэтому качествен
ная
заделка швов


вовсе не при
хоть проектировщиков.


1.6. Что произойдет, если швы между
пустотными плитами пере
крытий
некачественно заделать раствором?


На боковых п
оверхностях пустот
ных плит имеются круглые углубле
ния,
которые при заделке швов за
полняются раствором и образуют шпонки,
препятствующие взаимно
му смещению плит не только в вер
тикальной, но и в
горизонтальной плоскости рис. 5, а, вид в плане. Благода
ря шпонкам, перекрытие
представляет собой горизонтальный жёсткий диск, т. е. как бы непре
рывную
монолитную плиту. Напри
мер, в связевых каркасах ветровая нагрузка через жесткие
диски пе
редается с колонн на вертикальные связи или диафрагмы жесткости рис.

5,
б. Это позволяет резко уменьшить горизонтальные переме
щения колонн Δ
1

и
освободить их от восприятия горизонтальных нагру
зок, а значит


и больших
изгиба
ющих моментов.

К сожалению, некачественная заделка встречается нередко: швы заполняют
раствором
не на всю глубину, а только в верхней части


по существу, не
заделывают швы, а замазывают. При такой "заделке" шпонки отсутствуют, сдвигу
плит препятствий нет если не считать сил трения и жесткий диск не форми
руется
рис. 5, в. В результате, в колонна
х тех рам, где нет верти
кальных связей диафрагм
жесткос
ти, возникают недопустимые дефор
мации горизонтальные перемеще
ния Δ
2
)
и усилия, чреватые аварий
ными последствиями.



1.7. Что произойдет, если в перекрытиях
каркасных зданий использовать пустот
ные
плиты не с круглыми, а с полосовыми шпонками?


Первые пустотные плиты, пред
назначенные для перекрытий ка
менных зданий,
имели на боковых поверхностях продольные пазы рис. 6, а. При заполнении пазов
раство
ром образовывались полосовые шпонки, способн
ые воспринимать сдвигающие
перерезывающие силы только вертикального направ
ления. Подобный тип шпонок
по
зволял при действии дополнитель
ной местной нагрузки на одну пли
ту


например, перегородок


вов
лекать в совместную работу сосед
ние,
перераспредел
ять на них часть нагрузки и, кроме того, сохранять целостность
отделки потолка рис. 6, б.

Однако такие шпонки не в со
стоянии воспринимать сдвигающие силы
горизонтального направления, следовательно, жесткость диска пе
рекрытия они не
обеспечивают, а это,

как видно из предыдущего от
вета, чревато аварийными послед
-
ствиями. Поэтому в проектах зда
ний всегда следует оговаривать тип боковых
поверхностей пустотных плит, тем более что в последнее время на ряде заводов
стройиндустрии освоена весьма экономичная 
т. н. "экструзионная" технология,
которая, однако, позволяет изготав
ливать плиты только с продольными пазами.




1.8. К чему может привести не
качественное
соединение межколонных плит в связевых каркас
-
ных зданиях?


Пустотные плиты в перекрытиях работа
ют не только как элементы жесткого
диска, но и как распорки между ригелями. Распорки же спо
собны воспринимать в
горизонталь
ной плоскости только сжимающие усилия да и то лишь при тщатель
ной
заделке швов между ригелями и торцами плит. Поэтому между ко
л
оннами
предусматривается уста
новка специальных плит их иногда называют связевыми.
Благодаря сварным соединениям с опорными частями ригелей, они могут надеж
но
работать и как распорки, и как растяжки. Их задачи при этом


не только
воспринимать вертикаль
ную нагрузку и участвовать в работе жесткого диска
перекрытия, но и ограничивать расчетную длину ко
лонн пределами одного этажа. По
-
нятно, что при некачественном со
единении слабые сварные швы, по
гнутые
соединительные стержни и т. д. последнюю задачу пл
иты вы
полнять не смогут, что
приведет к резкому увеличению гибкости ко
лонн и соответствующему снижению их
несущей способности.


1.9. Что произойдет, если в смежных ригелях
рамного карка
са некачественно сварить выпус
ки
верхней продольной армату
ры?


В
опорных сечениях ригелей рам
ного каркаса возникают большие изгибающие
моменты
М

отрицатель
ного знака рис. 7, а, которые воспринимаются парой сил


растяги
вающей в верхней рабочей арма
туре и сжимающей равнодейству
ющей в
сжатом бетоне и в нижней раб
очей арматуре. При некаче
ственной сварке растянутая
арма
тура выключится из работы, сече
ние не в состоянии будет воспри
нимать
опорный момент и узел со
пряжения ригеля с колонной пре
вратится из жесткого в
шарнирный. В результате этого резко, в несколь
к
о раз, возрастет изгибающий мо
мент
в пролете рис. 7, б, что при
ведет ригель к обрушению, а в слу
чае, если подобный
брак допущен многократно, будет также серьезно ослаблена или полностью утрачена
поперечная или продольная в за
висимости от ориентации
ригелей жесткость всего
здания.




1.10. Что произойдет, если зазоры между
сборными ригеля
ми и колоннами рамного карка
са
некачественно заделать бе
тоном?


Некачественная заделка


низ
кая прочность или плохое уплотне
ние бетонной
смеси


явление,
к сожалению, нередкое. Приводит оно к тому, что сжимающее
усилие см. предыдущий ответ, которое пере
дается от ригеля к колонне, моно
литный
бетон воспринимать не в состоянии, и всё оно передается через опорную закладную
деталь, если таковая предусмотрена

конст
рукцией узла. Вследствие этого про
исходит
разрушение сварных швов, отрыв закладных деталей, а в итоге
-

разрушение всего
соединения. В сборно
-
монолитном решении, т.е. при отсутствии опорных закладных
деталей, узел из жесткого превра
тится в шарнирн
ый с резким увели
чением
изгибающих моментов в пролете.



1.11. Для чего нужны “рыбки” в каркасных
зданиях серии ИИ
-
04?


"Рыбки"


это стальные детали, соединяющие верхние грани риге
лей с
колоннами в связевых кар
касных зданиях первой, и до сего дня по
пулярной, серии
ИИ
-
04. В про
екте установка диафрагм жесткос
ти железобетонных перегородок до
-
пускалось независимо от монтажа ригелей, что не обеспечивало про
странственную
жесткость каркаса. Поэтому были предусмотрены жест
кие соединения ригелей с
колон
нами, которые могли воспринимать ограниченные опорные моменты М
0
= 55
кН·м 5,5 т·м, достаточные для того, чтобы обеспечить жесткость каркаса на период
монтажа. Огра
ничение обеспечивается определен
ным сечением "рыбок" а также их
длиной, металл которы
х начинает течь при достижении указанного опорного
момента. Если сечение увеличить, то опорный момент воз
растет, а пролетный
уменьшится, если сечение уменьшить, то, наобо
рот, опорный момент уменьшится, а
пролетный возрастет рис. 8. Ана
логичные результ
аты


и при изме
нении марки
стали по сравнению с проектной. Плохо и то, и другое. В первом случае будут
перегружены опорные участки, во втором


про
летные. К сожалению, строители не
всегда уделяют этому вопросу дол
жное внимание.




1.12. К чему может пр
ивести несоосная установка колонн многоэтажного
здания?


При проектировании сжатых же
лезобетонных элементов допускает
ся
случайный эксцентриситет, кото
рый учитывает возможность неболь
шого смещения
приложения нагруз
ки и неоднородность деформативных свой
ств бетона. Величины
допустимого смещения приведены в со
ответствующих нормах производства работ.
Если фактическое смещение оси верхней колонны превышает нормативную
величину, в нижней колонне возникает дополнительный изгибающий момент,
который вызы
вает е
е перегрузку со всеми выте
кающими последствиями, вплоть до
разрушения.


1.13. Что может произойти при некачественной сварке выпус
ков
арматуры в стыках колонн многоэтажных зданий?


Сварка выпусков арматуры и последующее обетонирование стыков
обеспечивает
жесткое соедине
ние колонн, превращая их в одну цельную колонну по
высоте. При некачественной сварке передача усилий от арматуры верхней колон
ны к
арматуре нижней может быть затруднена. Кроме того, может про
изойти разрыв
соединения. Тогда жесткий стык пр
евратится в шар
нирный, не способный
воспринимать изгибающие моменты, что особен
но опасно для каркасных зданий
рамного и рамно
-
связевого типов.



















Глава 2.

Бескаркасные здания


2.1. Как обеспечивается про
странственная жесткость камен
ных
зданий?


Различают два типа каменных зданий: 1 с упругой конструктив
ной схемой,
когда расстояние
В

между поперечными стенами пре
вышает 24...54 м в зависимости
от группы кладки и конструкций покры
тия или перекрытий, 2 с жесткой
конструктивной схемой
при мень
ших значениях
В
).

К 1
-
му типу относятся, в основ
ном, здания производственного на
значения,
склады, гаражи если пе
регородки между боксами не свя
заны с продольными
стенами, длин
ные залы и т. п. сооружения. В сред
ней части длины таких зданий
по
-
перечные стены не оказывают вли
яния на поперечные деформации Δ продольных
стен при действии на
грузок например, ветровой


см. рис. 9, а, вид в плане. И если
про
дольная жесткость обеспечивается жесткостью самих продольных стен, то
поперечная


жестк
остью попе
речной рамы рис. 9, б. В роли за
щемленных стоек
рамы выступают участки продольных стен


либо пи
лястры с прилегающими
участками, либо простенки, либо условно вы
резанные вертикальные полосы про
-
дольных стен. Ригелями рамы служат фермы, балк
и или плиты, кото
рые необходимо
надежно заанкерить в продольных стенах, иначе не будут созданы шарнирно
-
неподвижные соединения их со стойками см. вопрос 1.3.


При жестком защемлении про
дольных стен горизонтальной гидро
изоляцией
должен быть не рулон
н
ый материал рассекая стену по горизонтали, он, по существу,
об
разует шарнир и превращает раму в геометрически изменяемую сис
тему, а
утолщенный до 20 мм шов из цементного раствора жесткой консистенции марки не
ниже 100. Жесткий раствор трудно расстилать
, однако он обладает меньшей
усадочностью, чем пластичный, поэто
му в нем меньше вероятность об
разования
усадочных трещин, что крайне важно для гидроизоляции.

Ко 2
-
му типу относятся почти все жилые, административно
-
бытовые и т.п.
здания. Их пространственн
ая жесткость обеспечивается продоль
ными и относительно
часто распо
ложенными поперечными стенами. В жестких дисках перекрытий или
покрытия они не нуждаются, ибо стены, являясь вертикальными жест
кими дисками,
жестко связаны меж
ду собой перевязкой швов. Т
о есть, в плане стены образуют
прямоуголь
ники с жесткими узлами. Поэтому в таких зданиях вполне допустимо при
-
менять не круглые, а полосовые шпоночные соединения между пли
тами, т. е.
применять пустотные пли
ты с продольными пазами на боко
вых поверхност
ях см.
вопрос 1.6.


2.2. Как обеспечивается про
странственная жесткость крупнопанельных
зданий?


Обеспечивается жесткостью про
дольных и поперечных стен и жест
кими
дисками перекрытий. Однако жесткости одних панелей для этого недостаточно,
необходимы над
еж
ные соединения между ними.

Почти все обрушения панельных зданий в стране происходили вес
ной в период
оттаивания раствор
ных и бетонных швов, а сами зда
ния были возведены зимой.
Непос
редственной причиной аварий яв
лялось применение раствора и бе
тона

замоноличивания без противоморозных добавок и утолщение до 40...50 мм
горизонтальных швов платформенных стыков. В ряде слу
чаев, когда монтаж
осуществлялся при очень низких температурах, не помогали и противоморозные
добав
ки


при оттаивании прочность

ра
створа и бетона была близка нулю.

Утолщение и низкая прочность швов вызывали неравномерные вер
тикальные
деформации стен. Здания могли бы и устоять, если бы к ука
занному дефекту не
добавлялись другие: отсутствие сварки панелей перекрытий со стенами и
между
собой или отсутствие сварки выпус
ков арматуры в вертикальных сты
ках стеновых
панелей, или некаче
ственное бетонирование вертикаль
ных стыков и т. д. В итоге
происхо
дила потеря устойчивости положе
ния стеновых панелей


их гори
-
зонтальное скольжени
е из плоско
сти боковое выдавливание, за ко
торым следовало
обрушение.

При качественном монтаже круп
нопанельные дома обладают весь
ма высокой
пространственной жес
ткостью. Это показал не только дли
тельный опыт обычной
эксплуатации, но и состояние здани
й после чрез
вычайных воздействий


землетря
-
сений, взрывов бытового газа и пр.


2.3. Для чего на период отта
ивания зимней кладки устанавли
вают
временные стойки под окон
ными и дверными перемычками?


Делается это для того, чтобы раз
грузить простенки, п
ока раствор не наберет
требуемую прочность. Та
кой прием применяют в тех случа
ях, когда кладка ведется
методом замораживания, а она имеет проч
ность в несколько раз ниже, чем летняя
кладка из кирпича и раство
ра тех же марок. Причиной боль
шинства обрушен
ий
кирпичных зда
ний являлась именно перегрузка простенков и их разрушение в пе
риод
оттаивания раствора. Поэто
му в проектах всегда должно быть указано, какая высота
кладки мето
дом замораживания является пре
дельной, какая марка раствора при этом
должна
быть применена и ка
кими должны быть временные противоаварийные меры.

Аварийные ситуации могут воз
никнуть и тогда, когда с опоздани
ем применяют
раствор с противоморозными добавками. Например, поздней осенью, при
чередовании положительных и отрицательных
су
точных температур, кладка на тене
-
вой стороне здания за день не ус
певает оттаивать, обычный раствор, не набрав
требуемую прочность, "уходит в зиму" и оттаивает вес
ной, когда нагрузка на стены
мно
гократно возросла.


2.4. Что произойдет, если пе
рекры
тия не связать со стенами анкерами?


Зачастую полагают, что анкеровка нужна для того, чтобы предотв
ратить
выдергивание перекрытий из стен при воздействии случайных неблагоприятных
факторов. Авторы такого взгляда путают причину со следствием.

Расчетная схе
ма несущей камен
ной стены многоэтажного здания представляет
собой многопролетную вертикально ориентированную бал
ку. Опорами балки служат
перекры
тия, но при условии, что стена свя
зана с ними анкерами рис. 10, а, поэтому
правильнее говорить не "анкеров
ка перекрытий в стенах", а "анкеровка стен в
перекрытиях".

Если анкера не установлены хотя бы в одном перекрытии, это озна
чает, что
пропущена одна опора, пролет балки и ее гибкость возрос
ли вдвое рис. 10, б. В
результате, стена окажется перегруженной,
что чревато аварийными последствиями.
Вот почему анкеровке стен в уров
не перекрытий необходимо уделять самое серьезное
внимание, памя
туя о том, что исправление подоб
ного дефекта


мероприятие ис
-
ключительно дорогостоящее как по расходу металла, так и по

затратам труда.
Следует также помнить и о том, что если со стеной анкером связан один конец плиты
или бал
ки, то с противоположной стеной должен быть связан и другой конец. Кроме
того, анкера должны распо
лагаться строго перпендикулярно оси стены и не име
ть
начальных искрив
лений, в противном случае свою задачу они выполнить не смогут.


2.5. Что может послужить при
чиной образования трещин в ме
стах
сопряжения простенков с по
доконными частями кладки?


Образование подобных трещин некоторые специалисты объ
ясняют
температурными напряжениями. Однако чаще всего главной причи
ной служит
депланация искривле
ние сечений кладки, вызванная неравномерными
напряжениями.

В простенках, особенно на пер
вых этажах, нормальные вертикаль
ные
напряжения σ намного выше,
чем в подоконной части кладки, ибо простенки несут
нагрузку от всех вышележащих этажей, а подоконные части


только от
собственного веса и веса одного окна. В местах рез
кого скачка нормальных
напряжений возникают горизонтальные напряже
ния σ
t
, которые при
водят к разрыву
кладки и образованию вертикаль
ных, иногда наклонных, трещин рис. 11, а.
Формула для определения σ, приведенная в "Пособии по проек
тированию каменных и
армокаменных конструкций" М., 1989, на наш взгляд, несколько недооценивает
влияние
длительного действия на
грузки и дает заниженную величи
ну
горизонтальных напряжений. Сдержать развитие трещин можно, если установить
арматуру поперек ожидаемых трещин в верхних рядах кладки подоконной части. При
этом следует помнить о том, что армату
ра д
олжна быть надежно заанкерена по обе
стороны ожидаемых тре
щин рис. 11, б.



2.6. Что может послужить при
чинами образования трещин в ме
стах
сопряжения продольных и по
перечных стен?


Причин, как правило, две


каж
дая по отдельности или обе вместе. Пе
рвая


уже упомянутая деплана
ция горизонтальных сечений камен
ной кладки см.
предыдущий ответ, когда одна стена, например продоль
ная, является несущей, а
перпенди
кулярная ей


самонесущей рис. 12. В несущей стене нормальные
напряжения намного выше,
чем в самонесущей, следовательно, вели
ка и разность
вертикальных дефор
маций стен деформаций укороче
ния. Однако в работе стен
имеет
ся одна особенность, которую рас
четные формулы не учитывают, а именно:
разность нормальных напря
жений достигает максим
ума на ниж
нем этаже, а разность
абсолютных суммарных деформаций


на вер
хнем. Именно в верхней части и
начинают образовываться трещины, которые с годами растут в длину и иногда
пересекают несколько эта
жей. Понятно, что ограничить длину и ширину раскры
тия
трещин мож
но с помощью армирования горизонтальных рядов кладки, в первую
очередь


в уровне перекрытий са
мых верхних этажей.

Вторая причина


"зависание" несущих стен на самонесущих. Про
исходит это
тогда, когда проектиров
щик поленился подсчитать ра
змеры фундаментов под
самонесущие сте
ны и назначил ширину подошвы ленточного фундамента на глазок с
запасом такую же или чуть мень
шую, чем у несущих стен. В ре
зультате, основание
под самонесу
щей стеной испытывает намного меньшее давление
р
, а значит,

де
-
формируется оседает меньше, чем под несущей рис. 13. Поскольку обе стены
перевязаны, самонесущая стена препятствует свободной осад
ке несущей. Отсюда и
"зависание" несущих стен и вызванные им тре
щины, которые образуются преиму
-
щественно в нижней ч
асти зданий. Возникает именно тот случай, ког
да можно
"испортить кашу маслом", т.е. когда чрезмерный запас идет во вред. Подобное
явление может происходить при наличии не только ленточных, но и свайных
фундамен
тов с ленточными ростверками, если не учтены

разные нагрузки от стен.

Отметим, что упомянутые трещи
ны не только разрушают отделку и
доставляют неудобства владельцам и обитателям домов, они представ
ляют и немалую
опасность для не
сущей способности, поскольку, раз
рывая кладку в ответственных
узлах
, лишают стены горизонтальных свя
зей между собой, уменьшают ус
тойчивость
стен и снижают общую пространственную жесткость зданий. Практикой
обследования отмечено немало случаев аварийного состо
яния подобных зданий,
которые по
требовали дорогостоящего уси
ле
ния.



2.7. Что может послужить при
чинами обрушения стропильных

конструкций, опирающихся на пи
лястры стен?


Как показывает опыт обследова
ния, причин может быть несколько


каждая
по отдельности или в со
вокупности друг с другом. Одна


недостаточна
я глубина
площадь опирания подробнее см. главу 4. Другая


морозное разрушение верхней
части кладки стен при сис
тематическом замачивании крышной водой. Третья


депланация се
чений, которую рассмотрим подроб
нее.

В нормативно
-
справочной лите
ратуре ре
комендуется распредели
тельные
плиты подушки под опора
ми стропильных конструкций балок, ферм, а также
подкрановых балок заводить в основную стену не ме
нее чем на 120 мм, а кладку под
подушками на высоту 1 м армиро
вать сетками С1 на рис. 14. Одна
к
о при таком
решении опорное дав
ление не распределяется на участ
ки стены, примыкающие к
пилястре с боков. На этих участках напряже
ния близки нулю, в то время как
напряжения в кладке пилястр под подушками имеют максимальное значение. В
результате горизонт
аль
ное сечение кладки искривляется происходит депланация, и
по гра
нице пилястры со стеной образуют
ся вертикальные трещины, начина
ющиеся
сверху. Они отделяют пи
лястру от стены и превращают ее на значительном
протяжении в от
дельно стоящий столб рис.

14, а. Такой столб испытывает более вы
-
сокие чем по расчету напряжения и обладает существенно большей гибкостью.
Поэтому целесообразно предусматривать в проектах такое армирование верхней
части пилястр, которое захватывало бы и примыка
ющие с боков уча
стки стен сетки
С2 на рис. 14, б, а при больших значениях опорных давлений исполь
зовать наряду с
подушками и желе
зобетонные пояса.



2.8. В каких случаях возника
ют вертикальные трещины в се
редине длины
подоконной части кладки?


Чаще всего возникают
на пер
вом этаже бесподвальных зданий на ленточных
фундаментах с широки
ми оконными проемами и узкими несущими простенками. В
таких зда
ниях подоконная часть стены рабо
тает подобно многопролетной не
-
разрезной балке, нагрузкой на ко
торую является реактивн
ое давле
ние грунта
р

под
подошвой фунда
мента, а опорами


простенки рис. 15. В середине пролетов этой
бал
ки т. е. посередине оконных про
емов возникают значительные из
гибающие
моменты. Растягивая вер
хнюю часть кладки, они вызывают трещины, о котор
ых
забывают проектировщики и которые легко сдер
жать с помощью горизонтальной ар
-
матуры.

При наличии современных вычис
лительных комплексов, в основе ко
торых
лежит метод конечных элемен
тов, проверить напряженное состо
яние подобных стен
труда не со
ставл
яет. Следует лишь вовремя использовать эти комплексы. Если такой
возможности нет, то можно ограничиться простейшим расчетом неразрезной
многопролетной бал
ки, включив в ее сечение подокон
ную часть стены и ленточный
фун
дамент. Подобный расчет дает не
кото
рую погрешность, которая пой
дет, однако, в
запас прочности.



2.9. В каких случаях возника
ют температурные трещины в стенах?


В общем случае трещины воз
никают тогда, когда существует пре
пятствие
свободным деформациям укорочения при падении темпера
тур
ы воздуха. Таким
препятствием обычно являются подземные конструкции фундаменты и стены подва
-
ла, сезонный перепад температуры которых намного меньше, чем пе
репад
температуры надземных стен. В этом случае в надземных стенах возникают большие
растягивающи
е напряжения, которые и приводят к образованию трещин в ослаблен
-
ных сечениях


в местах располо
жения проемов, слабой перевязки швов, плохого
заполнения верти
кальных швов и т. п. Причем, чем ближе к подземным
конструкциям, тем выше напряжения, поэтому тр
е
щины начинаются обычно с
нижних этажей.

В отапливаемых зданиях темпе
ратурные трещины, как правило, являются
поверхностными и опасно
сти для несущей способности не представляют. Если же
они стано
вятся сквозными, то главную причи
ну нужно искать не в тем
ператур
ных
деформациях, а в депланации сечений см. вопрос 2.5. Куда чаще температурные
трещины образуют
ся в "долгостроях"


в домах, про
стоявших одну или несколько
зим без отопления.

Более опасные трещины, с ши
риной раскрытия до нескольких сан
тиметр
ов,
образуются в протяжен
ных зданиях при отсутствии в них деформационных швов.
Трещины рассекают продольные стены по наиболее слабым сечениям


в ме
стах
расположения внутренних про
ездов и оконных проемов рис. 16. Они ослабляют
кладку под опора
ми бало
к, плит и перемычек и спо
собны привести к обрушению этих
конструкций. Лечение подобных тре
щин обычными методами


зачеканкой или
инъецированием


прак
тически бесполезно трещины "ды
шат" при изменении
температуры наружного воздуха, а меры по за
щите по
мещений от проникающего
холода весьма дорогостоящи, не го
воря уже о мерах по усилению стен. Как ни редок
подобный брак, но в практике строительства он, увы, встречается.

Некоторым особняком стоят пол
номонолитные бескаркасные дома, в стенах
которых темпер
атурные трещины возникают в результате внутренних напряжений
особенно больших в зимнее время, вызванных термообработкой монолитного
бетона. Такие трещины практичес
ки не влияют на прочность конст
рукций и
жесткость здания, однако они нарушают герметичнос
ть наруж
ных стен. С этой точки
зрения бо
лее целесообразно наружные сте
ны в монолитных зданиях выполнять
навесными или самонесущими на гибких связях.



2.10. Что может послужить причиной образования горизонтальных
трещин в наружных сте
нах?


Причиной ча
ще всего служит не
правильная установка балконных плит вблизи
вертикальных штраб де
формационных швов. Если балкон
ные плиты пересекают
штрабу рис. 17, а, то они препятствуют свобод
ной осадке следующей секции бло
ку
здания, т. е. препятствуют вза
им
ному смещению смежных секций. Тогда наружные
стены секции, воз
водимой позднее, «зависают» на выступающих участках балконных
плит и происходит отрыв кладки по горизонтальным швам рис. 17, б.

А поскольку наибольшая суммар
ная разность деформаций накап
л
ивается
вверху здания, то и тре
щины образуются обычно на верх
них этажах.



2.11. Для чего в стенах устра
ивают армокаменные или железобетонные
пояса?


Как известно, каменная кладка обладает намного более низкой прочностью на
растяжение, чем на сжатие. Е
сли стена изгибается в сво
ей плоскости а это всегда
происхо
дит при неравномерных деформа
циях основания, то в растянутой зоне
образуются трещины, ширина раскрытия которых может достигать нескольких
сантиметров. Наиболее часто подобные трещины наблюда
ю
тся в продольных стенах
зданий. Вызвано это не только протяженно
стью самих стен, но и еще одним
обстоятельством. В большинстве мно
гоэтажных зданий плиты перекрытий
ориентированы в поперечном на
правлении, опираются они на про
дольные стены и
связываются
с ними анкерами см. вопрос 2.4. Иными словами, поперек здания
образуют
ся горизонтальные связи,, препятству
ющие развитию возможных трещин в
поперечных стенах, а вдоль они отсутствуют.

Роль таких связей и могут вы
полнять армокаменные или железо
бетонные

пояса. Поскольку будущий характер неравномерных деформа
ций основания заранее
неизвестен, пояса целесообразно устанавливать, как минимум, в двух местах по вы
-
соте: в нижней и верхней частях стен


под перекрытием подвала и под перекрытием
верхнего этажа.
Особенно желательны пояса в зда
ниях с высокими помещениями


производственных корпусах, зритель
ных, выставочных, молельных залах и т. п.

Заметим попутно, что пояса яв
ляются и эффективным средством повышения
сейсмостойкости зданий, что в Сибири становитс
я все более актуальной задачей. К
сожалению, проектировщики редко применяют армированные пояса или применя
ют
их не всегда продуманно.


2.12. К чему может привести устройство новых проемов в су
ществующих
стенах подвала?


Новые проемы уменьшают дли
ну суще
ствующих стен, а вместе с ней


длину
передачи нагрузки от здания на фундамент и приводят к увеличению давления на
грунт ос
нования. Но увеличенное давление передается неравномерно, его мак
-
симальные значения находятся у кра
ев проемов рис. 18


здесь гр
унт будет
деформироваться проседать больше, чем в других местах. При
чем, чем больше
ширина проемов, тем больше величина деформаций основания и тем больше их
нерав
номерность, особенно если фунда
менты выполнены не монолитными, а из
сборных железобетонны
х поду
шек. В результате этого образуют
ся трещины в стенах,
перекосы кон
струкций перекрытий и пр. дефек
ты.

Перепланировка подвалов суще
ствующих зданий для нужд предпри
ятий
торговли и сферы обслужива
ния приобрела с середины 1990
-
х гг. массовый характе
р.
Однако ука
занное выше обстоятельство проек
тировщики учитывают далеко не
всегда, ограничивая свою работу де
журными мерами


подведением пе
ремычек в
новых проемах да иногда усилением ослабленных простенков, в то время как
зачастую требуется и усиление

фундаментов или осно
ваний.



2.13. Что нужно учитывать при проектировании каменных перемычек?


Нужно учитывать воздействие го
ризонтальных опорных реакций


распора
Н
рис. 19. В промежуточ
ных простенках распор уравновеши
вается или, по крайней
мере,
распределяется между ними. Крайние угловые простенки воспринимают
распор полностью, а это


допол
нительный изгибающий момент. Не учет его
зачастую приводит к аварийному состоянию угловых про
стенков, особенно


узких.



2.14. Чем опасны невентилируемы
е трехслойные стены?


В таких стенах пары воздуха, про
никающие из теплых помещений через
внутренний несущий слой кладки, оседают в промежуточном слое утеплителя.
Поскольку утепли
тель лишен возможности естествен
ного высыхания, со временем он
накапливае
т влагу и утрачивает свои теплозащитные свойства, что неиз
бежно
приведёт к промерзанию стен. Если утеплитель обладает малой водоудерживающей
способно
стью, конденсированная вода будет накапливаться в его нижней части, где
промерзание стен будет осо
бенно
интенсивным.

Еще худшие последствия воз
никнут при наличии щелей в утеп
лителе которые
могут и отсутство
вать при завершении строительства, а образоваться со временем


по мере деформаций утеплителя, ста
рения крепёжных деталей и пр.. Тогда пары
теплого
воздуха, прони
кая через эти щели, будут оседать и конденсироваться на
внутренней поверхности наружного облицовочного слоя кладки и вызывать его
морозное разрушение. При этом гибкие металлические связи меж
ду внутренним и
наружным слоя
ми со временем о
слабнут вслед
ствие коррозии, а стеклопластиковые


вследствие старения. Если к тому же учесть, что в кирпичных зданиях
облицовочные слои толщи
ной всего полкирпича зачастую достигают высоты 25...30
м, а раз
рушительные процессы снаружи не видны, то речь п
ойдет уже не об аварии, а
о катастрофе. Во избе
жание таких последствий в трех
слойных стенах всегда
необходимо предусматривать продухи.


Глава 3.

Железобетонные конструкции


3.1. Как влияет уменьшение вы
соты сечения балок и плит на их
прочность?


Прочнос
ть нормальных сечений определяется моментом внутренней пары
равнодействующих сил


ра
стягивающей
N
s

в арматуре и сжи
мающей
N
b

в бетоне и
в сжатой арматуре, если таковая имеется. Величина момента зависит как от величин
самих сил, так и от рассто
яния п
леча между ними
z

рис. 20. Чем меньше плечо, тем
меньше внутренний момент, тем меньше прочность сечения. Понятно, что
уменьшение высоты, уменьшает и плечо вместе с прочностью. При
чем плечо
уменьшается даже быст
рее, чем высота.

К этому обстоятельству с
ледует относиться со всей ответственнос
тью,
особенно при зимнем бетони
ровании плит перекрытий, когда резко возрастает риск
разморажи
вания поверхностных слоев бетона, выключения их из работы и умень
-
шения рабочей высоты сечения.

Например, у плиты тол
щиной 120 мм уменьшение
толщины всего на 10 мм снижает несущую способ
ность на 10% и более.

С другой стороны, увеличение высоты сечения, хотя и повышает несущую
способность, но одновре
менно увеличивает собственный вес конструкций, а это


дополнитель
ная
нагрузка на колонны, стены и фундаменты. Отмечено немало слу
-
чаев, когда увеличение собственного веса плит покрытий и перекрытий являлось
одной из причин аварий
ного состояния зданий.



3.2. Как влияет изменение прочности бетона на прочность балок и плит?


Всё зависит от степени продоль
ного армирования, которое харак
теризуется
высотой сжатой зоны
х

рис. 20. При "слабом" армирова
нии, когда
х

меньше
граничного зна
чения оно определяется по нормам проектирования, влияние измене
-
ния прочности бетона нев
елико. При повышении класса бетона вдвое прочность
нормальных сечений при изгибе увеличивается не более чем на 25% а прочность,
например, пу
стотных и ребристых плит


всего на 10%.

При "нормальном" армировании высота сжатой зоны равна гранич
ному
значе
нию влияние прочности бетона сильнее: при повышении класса бетона вдвое
прочность кон
струкций возрастает на 25...30%.

Самое большое влияние оказы
вает прочность бетона при "сильном"
армировании высота сжатой зоны больше граничного значения. Хотя нормы
и не
рекомендуют проекти
ровать конструкции подобного типа, но эту рекомендацию не
всегда уда
ется соблюдать. Подобные конструк
ции балки особенно часто встре
-
чаются в зданиях и сооружениях, по
строенных до 1980
-
х годов.

Из приведенного следует, что для
монолитных перекрытий, которые относятся
к типу "слабо" или "нор
мально" армированных, высокопроч
ные бетоны большой
пользы не при
несут как правило, достаточно бе
тона класса В15...В20. Но из при
-
веденного вовсе не следует, что можно безболезненно снижа
ть прочность бетона по
сравнению с проектной


это приведет к резко
му снижению жесткости и
трещиностойкости, особенно у преднапряженных конструкций тех же пус
тотных и
ребристых плит.


3.3. Как влияет изменение по
ложения продольной рабочей ар
матуры
на
прочность балок и плит?


Если продольную растянутую ар
матуру сдвинуть ближе к нейтраль
ной оси, т.
е. защитный слой бетона увеличить, то плечо внутренней пары сил уменьшится, а
вместе с ним сни
зится и прочность нормальных сече
ний см. вопрос 3.1.

Если
защитный слой уменьшить, то прочность воз
растет. Однако уменьшение защит
ного
слоя имеет другие, крайне не
гативные последствия. Оно приводит к образованию
усадочных трещин на поверхности бетона часто, едва за
метных, через которые
паро
-
воздушная
смесь или агрессивные газы про
никают к поверхности арматуры и
вызывают коррозию металла. Кроме того, уменьшение защитного слоя в ряде случаев
может привести и к снижению огнестойкости конструк
ций, поэтому арматуру
необходимо устанавливать строго по проек
ту, не превышая допустимых нормами от
-
клонений.


3.4. Всегда ли “эквивалентная” замена арматуры является
эквивалентной?


Далеко не всегда. Например, если в изгибаемой конструкции за
менить два
растянутых стержня ма
лого диаметра одним стержнем боль
шого д
иаметра, равным
по площади сечения, то может заметно снизить
ся трещиностойкость. Кроме того, при
использовании стержней большего диаметра их центр тяжести переме
щается в
сторону нейтральной оси, а если учесть необходимость увели
чения защитного слоя,
то
переме
щение будет еще большим. Все это приведет к уменьшению плеча внут
-
ренней пары сил и соответствующе
му снижению прочности. Похожие последствия от
подобной замены будут и в колоннах, нагруженных с большим эксцентриситетом. С
дру
гой стороны, замена в
колоннах про
дольных стержней большого диамет
ра
стержнями малого потребует установки дополнительных поперечных стержней см.
вопрос 3.9. Как видно из приведенного, в любом случае замену нельзя выполнять
механичес
ки, без просчитывания возможных по
следст
вий.


3.5. Отчего может снизиться прочность опорных участков ба
лок и плит?


Самая главная причина


непра
вильное поперечное армирование. Например,
слишком редкий шаг по
перечных стержней хомутов может привести к тому, что
опасная наклон
ная трещина про
йдет между хомута
ми и последние в работу не будут
вовлечены рис. 21, а. Подобное ча
сто происходит тогда, когда хомуты проектного
диаметра заменяют хо
мутами большего диаметра, одновре
менно увеличивая их шаг.
К такому же результату может привести и бол
ь
шое удаление первого хомута от
опоры рис. 21, б. Некачественная приварка к продольным стержням резко ухудшит
анкеровку хомутов и приведет к их выдергиванию из бе
тона. В преднапряженных
конструк
циях важными причинами являются также уменьшение силы пре
двари
-
тельного обжатия и снижение пере
даточной прочности бетона.



3.6. К чему приводит непра
вильная перевозка и складирова
ние сборных
железобетонных конструкций?


При неправильной перевозке и складировании в конструкциях воз
никают такие
усилия от соб
ствен
ного веса, на которые они не рас
считаны. Например, если
подкладки под балками или плитами располо
жены далеко от торцов, то в нор
мальных
сечениях возникают боль
шие изгибающие моменты отрица
тельного знака,
растягивающие вер
хнюю грань, где армиров
ание мало или вообще отсутствует. Это
может привести не только к образованию больших трещин у верхней грани, но и к
излому разрушению изде
лия. Особенно "капризны" в этом отношении
преднапряженные кон
струкции, у которых к моменту от собственного веса
M
w

добавляется момент от силы предварительного обжатия М
р

, тоже отрицательного
знака рис. 22, а.

Повредить сборные изделия можно и не сильно удаляя подклад
ки от торцов.
Достаточно, например, при штабелевании плит расположить подкладки не строго
друг под
дру
гом, а со смещением. Тогда про
изойдет разрушение нижних изде
лий, не
рассчитанных на столь боль
шие нагрузки рис. 22, б.


3.7. От чего зависит прочность бетона?


Прочность бетона зависит не только от его состава и технологии
приготовления, но и от

качества уплотнения. При плохом уплотнении прочность
может снизиться в 2 раза и более. Плохо уплотненный бетон имеет много пор,
раковин и каверн, у него снижается не только проч
ность, но и водонепроницаемость и
морозостойкость, он не в состоя
нии надежно

защитить арматуру от коррозии.
Некачественное уплотне
ние бетона чаще всего встречает
ся в концевых участках
конструкций там, где наибольшее насыщение арматурой или закладными деталя
ми,
а также в узлах соединения сборных или сборно
-
монолитных конструкт
ивных
элементов, в столб
чатых фундаментах и свайных ро
стверках. Зачастую именно этот
де
фект является причиной аварийно
го состояния конструкций и зданий.


3.8. Как влияет снижение проч
ности бетона на несущую способ
ность
колонн?


Многое зависит от тог
о, как при
ложены усилия к колонне. Если сжи
мающая
сила приложена централь
но или с малым эксцентриситетом обычно, это колонны
многоэтажных связевых каркасных зданий, внутрен
ние колонны многопролетных
одно
этажных зданий и мн. др., то в та
ких колоннах

всё или почти всё се
чение сжато,
и прочность бетона используется максимально рис. 23, а. Здесь снижение прочности
бетона, по существу, равнозначно снижению несущей способности самих колонн за
вычетом несущей способности продольной арматуры.

Если сжим
ающая сила приложе
на с большим эксцентриситетом крайние
колонны некоторых одно
этажных зданий с мостовыми кра
нами, колонны крановых
эстакад и др., то в нормальных сечениях об
разуется значительная растянутая зона и в
работу вступает растяну
тая арматур
а
S

рис. 23, б. Поэтому несущая способность
колонн опре
деляется моментом внутренней пары сил, плечо которой
z

зависит и от
прочности бетона. Однако зависи
мость эта


не прямая, и влияние прочности бетона
на несущую спо
собность колонн не столь велико,
как у колонн первого типа, но всё
же больше, чем у изгибаемых кон
струкций. Очевидно, что контролю прочности
бетона при изготовлении колонн следует уделять особо при
стальное внимание.

Сборные колонны могут оказать
ся в аварийном состоянии и тогда, когда
з
имой, вскоре после термо
обработки, они были вывезены из цеха на открытый воздух
и смонти
рованы на объекте обычно отпуск
ная прочность бетона при этом со
ставляет
не более 70% проектной. Если монтаж здания ведется уско
ренными темпами и
завершается в те
чение зимы, то бетон не в состо
янии набрать проектную прочность и
несущая способность колонн мо
жет оказаться недостаточной для восприятия
нагрузок от вышераспо
ложенных этажей. В подобных ситу
ациях следует заранее
оговаривать с заводом
-
поставщиком отпус
кную прочность бетона и отражать ее в
паспортах изделий.



3.9. Как влияет изменение по
ложения рабочей арматуры на не
сущую
способность колонн?


При сжатии с малыми эксцентри
ситетами увеличение или уменьше
ние
защитного слоя оказывает не столь большое в
лияние на несущую способность
колонн, как при сжатии с большими эксцентриситетами. При сжатии с большими
эксцентрисите
тами изменение положения рабочей арматуры непосредственно влияет
на плечо внутренней пары сил, а зна
чит, и на несущую способность


при
увеличении защитного слоя уменьшает её, а при уменьшении увеличивает. Однако
уменьшение защитного слоя, как отмечено выше см. вопрос 3.3, чревато коррозией
арматуры и снижением огнестойко
сти конструкций.


3.10. Что может произойти, если поперечная армат
ура в ко
лоннах
установлена редко?


Разрушение сжатого бетона про
исходит в результате его попереч
ных
деформаций. Под их влиянием продольная арматура стремится вы
пучиться наружу,
т.е. потерять ус
тойчивость. Этому препятствует по
перечная арматура, котор
ая,
соглас
но нормам проектирования, долж
на устанавливаться в сварных кар
касах с
максимальным шагом, рав
ным 20 диаметрам продольной ар
матуры. Если ее
установить реже или приварить некачественно, то произойдет преждевременная
потеря устойчивости продо
льной арматуры, а вместе с ней и преждевременное
разрушение колонны рис. 24. В равной мере это относится к арма
туре сжатых
стержней ферм и сжа
той зоны балок.




3.11. Отчего происходит рас
калывание оголовков колонн?


Причиной являются чрезмерные напр
яжения смятия в бетоне, возни
кающие
при передаче нагрузки че
рез небольшую площадь центриру
ющие прокладки,
торцевые ребра стальных балок и т. п.. Повысить со
противление бетона смятию
можно с помощью сеток косвенного арми
рования, устанавливаемых в ого
лов
ках
колонн, а снизить напряжения смятия можно с помощью толстых стальных листов с
анкерами распре
делительных подушек, устанавлива
емых взамен обычных
закладных де
талей. В любом случае, принимае
мое конструктивное решение необ
-
ходимо проверять расче
том, ибо по
казанная на рис. 25 схема разру
шения колонны


не плод фанта
зии автора, а факт, неоднократно имевший место в действительности.



3.12. Чем опасно некачествен
ное обетонирование выпусков ар
матуры в
стыках колонн?


Выпуски арматуры размещают
ся в выемках, которые ослабляют поперечное
сечение колонн. После сварки арматурных стержней выем
ки заделывают бетоном


чтобы не только защитить арматуру от кор
розии, но, главным образом, чтобы
восстановить полное расчетное се
чение колонны. В связи с эт
им и прочность
монолитного бетона сты
ков принимается не ниже прочнос
ти бетона стыкуемых
колонн. При некачественном обетонировании


низкой прочности бетона или пло
-
хом его уплотнении


нагрузка в стыке воспринимается не всем се
чением, а только
его часть
ю, что вызывает чрезмерно высокие напря
жения, приводит к раздавливанию
бетона колонн вблизи стыка обыч
но, уже в процессе эксплуатации здания и
аварийному состоянию конструкций. Устранение этого опас
ного дефекта


мероприятие весь
ма дорогостоящее. Меж
ду тем, про
контролировать качество
обетонирования достаточно легко в процессе строительства, да и устранить этот
дефект в строящемся здании намно
го проще, чем в эксплуатируемом


3.13. Чем опасен перекос зак
ладных деталей соединяемых кон
струкций?

При пе
рекосе закладных дета
лей опирание верхней конструкции становится
неустойчивым. Во избе
жание этого, монтажники устанав
ливают дополнительные
прокладки, которые зачастую выполняют из арматурных стержней или узких пла
-
стин. В итоге, нагрузка передается по н
ебольшой площади, что вызы
вает
значительные местные напря
жения сжатия смятия и образова
ние трещин
раскалывания рис. 26.

Конечно, подобные изделия следу
ет считать браком и возвращать их на завод
-
изготовитель. Если по ка
ким
-
то причинам бракованные к
он
струкции приходится
монтировать, то прокладки нужно выполнять таким образом например, из
клиновидных или набора тонких пластин, чтобы обеспечить равномерное распреде
-
ление опорных реакций.



3.14. Почему наиболее часто повреждаются плиты покрытия,
поддерживающие малоуклонную совмещенную кровлю?


При малом уклоне 1:20 и ме
нее на углублениях мягкой кровли, даже самых
небольших, застаивает
ся дождевая вода, которая при за
мерзании разрывает
водоизоляционный ковер. Проникая через раз
рывы, вода увлаж
няет цементную
стяжку, разрушает ее в процессе попеременного замораживания и оттаивания и далее
попадает в утеп
литель. Поскольку при традиционной конструкции совмещенной
кровли вентиляция отсутствует, утеплитель накапливает влагу и со временем
полностью у
трачивает свои тепло
защитные свойства. К этому нега
тивному процессу
часто добавляет
ся и другой: при плохой заделке швов между плитами через щели
проникает теплый воздух из поме
щения, пары которого конденсиру
ются под
гидроизоляцией и замачи
вают утепли
тель см. главу 1.

Всё это приводит к тому, что кровля промерзает, а бетон плит подвергается
морозному разруше
нию с последующим обнажением и коррозией арматуры. Кроме
того, утяжеление утеплителя приводит и к перегрузке несущих конструкций
покрытия. Как п
оказывают многочис
ленные обследования, такая конст
рукция кровли
заимствованная из стран Запада, где средняя темпера
тура января не опускается ниже
0°С совершенно неприемлема для су
ровых климатических условий боль
шей части
территории России, а Сибири


особенно.


3.15. Почему при наличии проветриваемого чердака в пе
рекрытии верхнего
этажа не сле
дует делать цементную стяжку поверх утеплителя?


Если пароизоляция перекрытия выполнена некачественно что случается
довольно часто, то ее роль начинает вы
полнять цементная стяж
ка, поскольку у нее
намного мень
шая паропроницаемость, чем у утеп
лителя. Проникающие снизу пары
теплого воздуха, оседая на нижней поверхности холодной стяжки, обра
зуют
конденсат, замачивают утеп
литель, снижают его теплозащитные с
войства и, в итоге,
приводят к про
мерзанию плит перекрытия. Цемен
тную стяжку можно применять
лишь при условии устройства в ней раз
рывов просветов, выполняющих фун
кции
своего рода продухов, через которые может испаряться влага из утеплителя. И уж
совс
ем недопусти
мо накрывать утеплитель полиэтиле
новой пленкой, а поверх нее
устра
ивать стяжку некоторые проектиров
щики отличились и таким "ноухау".


3.16. Чем опасны подвесные потолки?


Опасны тем, что они закрывают доступ для осмотра конструкций пе
р
екрытий и
покрытий и создают, тем самым, препятствие для принятия своевременных
профилактических или противоаварийных мер. Если съемные потолки типа
"армстронг" позволяют осматривать несущие конструкции хотя бы небольшими
фрагментами, то несъемные лиша
ют и этой возможности. Кроме того, крепежные
детали подвески потол
ков нарушают целостность конструк
тивных элементов. Здесь
речь не идет о тех случаях, когда имеется межферменное пространство, дос
таточное
для осмотра конструкций. Следовательно, подвес
ные потолки косвенно снижают
долговечность несущих конструкций перекрытий и покрытий, что должны учитывать
про
ектировщики. В связи с этим реко
мендуется при устройстве несъем
ных потолков
предусматривать до
полнительный резерв несущей спо
собности констру
кций
перекрытий и покрытий не менее 20%, а при уст
ройстве съемных


не менее 10%.


3.17. Что произойдет, если концы пустот в плитах перекры
тий не
заделать бетоном?


В горизонтальном сечении же
лезобетонных плит перекрытий пус
тоты
составляют около 8
0% и лишь 20% остается ребрам, которые и испытывают давление
вышележащей стены. Если давление превысит не
сущую способность ребер, произой
-
дет их раздавливание


явление не столь уж редкое в практике стро
ительства. Чтобы
увеличить площадь горизонтального
сечения, концы пу
стот заделывают бетоном. В 1
-
2
-

этажных жилых каменных зданиях пустоты можно не заделывать. При большем
числе этажей рёбра плит следует проверять расчетом, по ре
зультатам которого в
проекте долж
но быть записано соответствующее указание
.


3.18. Чем опасны зазоры меж
ду нижней плоскостью плит пере
крытий и
кладкой смежной сте
ны?


Ширина плит перекрытий не все
гда бывает кратной длине перекры
ваемых
помещений. В этом случае проектировщики предусматривают монолитные вставки.
Зачастую, од
нако, строители выбирают более легкий путь


заводят крайнюю плиту
внутрь смежной стены рис. 27, при этом между нижней плоскостью плиты и
кладкой образуется зазор горизонтальная щель. Зазор этот опасен тем, что плита,
получив воз
можность свободно дефо
рмировать
ся, испытывает большие изгибающие
и крутящие моменты от веса выше
лежащей стены, что может привес
ти к
образованию в плите значи
тельных трещин и даже разруше
нию.

Во избежание аварии необходи
мо образовавшиеся зазоры тщатель
но
зачеканить цемент
ным раствором марки не ниже 100, а при высоте зазора более 20 мм


бетоном клас
са В7,5 в крайнем случае, цемент
ным раствором с добавлением щеб
-
ня. Следует помнить и о том, что заведение плиты в стену на глубину более 50...60
мм может привести к раздавл
иванию бетона плиты.



3.19. Почему нельзя более 100 суток хранить преднапряженные
железобетонные изделия?


Хранить, конечно, можно, но при
менять после столь длительного хра
нения
можно далеко не всегда. Если в течение 100 суток после изготов
ления издел
ия не
были смонтирова
ны и нагружены полезной нагрузкой, то потери напряжений в
арматуре увеличатся, а жесткость и трещиностойкость конструкций уменьшатся по
сравнению с проектными. Следо
вательно, должны быть снижены и нормативные
допустимые эксплуата
ци
онные нагрузки, величина кото
рых определяется
перерасчетом се
чений на основе фактического воз
раста конструктивных элементов.
Причем не обязательно изделие дол
жно долго пролежать на складе. Ре
зультат будет
тот же, если оно будет вовремя смонтировано,
но долго не нагружено полезной
нагрузкой чаще других это случается с плитами пе
рекрытий. Не учет этого
обстоятель
ства иногда приводит к неприятным результатам


чрезмерным проги
бам,
недопустимому раскрытию тре
щин и, как следствие, к необходи
мости ус
иления
конструкций.


3.20. К чему может привести укладка бетона фундаментов на прослойки
льда?


При таянии льда под подошвой фундамента образуются пустоты, и давление на
грунт становится не
равномерным рис. 28. Неравномер
ность давления приводит к
нерав
номерным деформациям основания и к возникновению изгибающих моментов в
фундаментной подушке плите


тем больших, чем больше толщина и площадь
поверхности льда. В результате этого образуют
ся трещины не только в самом фун
-
даменте, но и в стенах. Данный де
фект чаще всего встречается в зданиях, у которых
работы по устрой
ству фундаментов проводились по
здней осенью.



3.21. К чему может привести укладка бетона ростверков на неочищенную
поверхность свай?


Когда между обрезкой голов свай и бетонированием рос
тверка возникает
длительный перерыв в работе, на поверхности свай может накопиться грязь или
мусор. Если поверхность не очистить, то под дей
ствием нагрузки от стен ростверк со
временем просядет относитель
но свай, причем просядет неравно
мерно, а это
прив
едет к образова
нию трещин и даже разрушению ростверка с последующим
образо
ванием опасных трещин в стенах. Тот же результат может получиться, если
головы свай не очищены от льда или снега.


3.22. Как влияют дефекты мон
тажа на несущую способность ст
ыков
крупнопанельных зданий?


При снижении марки раствора со 100 до 50 прочность платфор
менных стыков
снижается на 10%, а до 25


на 30%. При уменьше
нии длины глубины опирания
плит перекрытия с 70 до 50 мм проч
ность стыков снижается на 25...30%. При
у
толщении растворных швов с 20 до 50 мм прочность снижается на 20%. При
эксцентриситете при
ложения нагрузки от вышерасполо
женных стен, равном 35 мм
несо
осность стеновых панелей, прочность снижается более чем на 30%. По
добные
дефекты не столь уж ред
к
ие в строительной практике вызы
вают неравномерные
деформациям стен, образование трещин в пане
лях и швах и пр. повреждения, а в
сочетании с другими дефектами


обрушение панельных зданий.

К сожалению, при перепланиров
ке помещений и устройстве новых прое
мов в
стеновых панелях суще
ствующих зданий проектировщики, как правило, не
учитывают реаль
ного качества монтажа которое можно установить только при
деталь
ном обследовании. Эта небрежность зачастую приводит к дополнитель
ным
повреждениям вышележащих ст
ен и перекрытий, а иногда и к аварийным
последствиям.


Глава 4.

Каменные конструкции


4.1. К чему приводит некаче
ственная перевязка швов камен
ной кладки?


При сжатии в каменной кладке, как и в других материалах, возни
кают
поперечные деформации, ко
торые

приводят к образованию вер
тикальных трещин,
затем делению кладки на отдельные столбики и последующему их разрушению.
Некачественная перевязка провоци
рует раннее образование таких тре
щин рис. 29, а,
вид сбоку и снижа
ет несущую способность на вели
чин
у до 25%.

Качество перевязки, к сожале
нию, не всегда можно проконтро
лировать
простым осмотром повер
хности стен. В стенах толщиной 2 кирпича и более при
хорошем внешнем виде может полностью от
сутствовать внутренняя перевязка рис.
29,6, разрез, что обн
аружи
вается только тогда, когда стены уже находятся в
аварийном состоянии. Еще опаснее забутовка из половняка и кирпичного боя, что
редкос
тью на стройках, к сожалению, не является. Поэтому при выполнении
кладочных работ необходимо сис
тематически осущест
влять не толь
ко приёмочный
выходной, но и опе
рационный контроль качества.


4.2. К чему приводит утолще
ние горизонтальных швов в ка
менной кладке?


При толщине швов более 20 мм прочность кладки снижается на 10...20% в
зависимости от марки раствора. Д
ля такого снижения прочности достаточно 3
-
4
-
х
утолщен
ных швов на 1 м высоты, при боль
шем их количестве прочность сни
жается
еще больше.


4.3. К чему приводит плохое заполнение вертикальных швов в каменной
кладке?


Приводит не только к резкому снижению т
еплозащитных свойств наружных
стен, но и к снижению прочности кладки не менее чем на 10%, поскольку
незаполненные вер
тикальные швы


это "инициаторы" вертикальных трещин. Для
каче
ственного заполнения швов кирпич следует укладывать методом «впри
тык» или
«вприсык». Многие камен
щики предпочитают более простую «технологию»:
раскладывают кирпич и поливают его сверху раствором. К сожалению, брак этот
особенно у иностранных рабочих стал на
столько массовым, что на него пе
рестали
обращать внимание не только
мастера и прорабы, но и контролирующие службы.
Одна из причин слабого контроля состоит в том, что плохое заполнение верти
-
кальных швов можно обнаружить только в процессе работы, а не на боковых
поверхностях уже готовой кладки там швы всегда замазаны. Про
ектировщикам же
можем толь
ко порекомендовать: не закладывать в проекты 100%
-
ное использование
расчетного сопротивления кладки сжатию


по крайней мере, до тех пор, пока на
стройках в этом воп
росе не будет наведен порядок.


4.4. К чему приводит некаче
ств
енное армирование каменной кладки?


Сетчатое армирование сдержи
вает поперечные деформации клад
ки и, тем
самым, повышает ее проч
ность при сжатии максимально


в 2 раза. Рост прочности
зависит не только от диаметра стержней и раз
меров ячеек арматурных
сеток, но и от
того, с каким шагом по высоте они установлены. Если расстояние между соседними
сетками хотя бы в одном месте оказалось больше проектного, то прочность всего эле
-
мента определяется прочностью это
го слабого участка, а если хотя бы в одном мес
те
расстояние превы
шает 400 мм или 5 рядов кладки из стандартного кирпича, то
проку от армирования нет вообще. Меж
ду тем именно несоблюдение шага сеток
пропуски является весьма распространенным браком в рабо
те каменщиков, в
результате кото
рого несу
щая способность стен и простенков резко снижается.

Причина здесь, однако, не толь
ко в нерадивости рабочих, но и в
психологическом барьере: для ка
менщика это дополнительная опе
рация,
отвлекающая его от более привычных


проверки размеров кладки, ее
верти
кальности, перевяз
ки швов, горизонтальности рядов и т.п. Не зря поэтому
нормы проекти
рования рекомендуют использовать армированную кладку только в
тех случаях, когда другие меры исчер
паны. К сожалению, проектировщи
ки далеко не
всегда следуют этой реком
ендации.


4.5. Чем опасна кладка кир
пича на обледенелую поверх
ность?


Прочность кладки определяется не только прочностью кирпича и раствора при
соблюдении прочих требований, по и сцеплением меж
ду ними. Если прерванную
кладку продолжать по обледенелой
повер
хности а это часто происходит, ког
да
накануне шел дождь, а ночью подморозило, то сцепление свежеуложенного раствора
со старой кладкой будет отсутствовать


даже при последующем оттаивании на
леди.
Столь же негативный резуль
тат


и при использован
ии обледе
нелого кирпича.
Прочность такой кладки настолько резко снижается, что может привести к
разрушению колонн и простенков при действии нагрузок, далеко не достигших рас
-
четных значений известно немало таких случаев.

Именно этой причиной объясня
етс
я известное технологическое тре
бование:
при перерыве в работе, когда появляется риск образования наледи, горизонтальную
поверхность кладки необходимо укрывать рубе
роидом, пленкой или др. водонеп
-
роницаемым материалом. Понятно, что одновременно надо укрыв
ать и поддоны с
кирпичом.


4.6. Как влияет снижение мар
ки кирпича и раствора на проч
ность кладки?


Марка кирпича влияет на проч
ность кладки сильнее, чем марка раствора.
Причем, чем выше марка раствора, тем ее влияние слабее. Например, снижение марки
кир
пи
ча со 100 до 75 снижает прочность кладки на 16...17%, а аналогичное снижение
марки раствора


всего на 5...6%. Поэтому для большинства каменных конструкций
марку раство
ра выше 75 не назначают. Однако, если в проекте заложен раствор
невысокой прочности,

то снижение его марки заметно снизит не толь
ко расчетное
сопротивление клад
ки, но и упругую характеристику, от которой зависит
устойчивость сжатых элементов, а сама кладка может перейти в более низкую группу,
для которой многие расчет
ные требования уже
сточаются.

Следует также иметь в виду, что чем ниже марка раствора, тем у него более
рыхлая структура, тем ниже его морозостойкость, следо
вательно, тем ниже и
долговечность самой кладки. Последнее особен
но касается стен подвала, цоколей и
карнизов.


4.7.

Чем опасно "подмолаживание" раствора?


На строительном жаргоне "подмолаживание" означает повторное разведение
водой загустевшего це
ментного раствора. Операция эта столь же распространенная,
сколь и недопустимая. В результате нее раствор резко теряет сво
ю проч
ность, что
опасно для несущих эле
ментов кладки, становится рыхлым и легко размораживается
выветри
вается, что опасно для конструк
ций, эксплуатируемых на открытом воздухе.


4.8. К чему приводит недоста
точная глубина опирания элемен
тов
перекрыти
й покрытий на ка
менные стены, пилястры и колон
ны?


Чем меньше глубина площадь опирания конструкций, тем выше напряжения
смятия в каменной кладке. Если глубина опирания не
достаточна, напряжения
превышают прочность кладки на смятие, в ней образуются о
пасные трещины, ко
-
торые вызывают скол кладки и обрушение опирающейся конструкции


фермы,
балки, плиты, перемычки рис. 30. К сожалению, этот опас
нейший дефект является
распрост
раненным и нередки случаи, когда он приводит к гибели людей.



4.9. К чему

приводит отсут
ствие распределительных железо
бетонных
плит под опорами ри
гелей ферм, балок?


Распределительные плиты подуш
ки выравнивают давление под опо
рами
конструкций, уменьшая мак
симальные значения напряжений смятия в кладке.
Причем, чем боль
ше толщина подушки, тем более равномерны напряжения. На эти
уменьшенные значения напряжений и рассчитывают прочность кладки. Если
предусмотренная проектом подушка не установлена, напряже
ния смятия возрастут,
что может привести к аварийным последстви
ям 
см. предыдущий ответ. Подуш
ки
необходимо ставить всегда, ког
да опорная реакция превышает 100 кН 10 т, даже
если они не требу
ются по расчету. Толщина подушек назначается не менее 150 мм, а
их объемное армирование не менее 0,5%. Следует, однако, помнит
ь о том, что сами
подушки непосред
ственно воспринимают опорное дав
ление, поэтому их также нужно
рас
считывать на смятие с подбором требуемой арматуры и класса бе
тона.


4.10. Какую роль играют ар
матурные сетки в кладке под опо
рами балок,
прогонов и пер
емы
чек?


Если железобетонные подушки уменьшают напряжения смятия в кладке, то
сетки увеличивают ее расчетное сопротивление смятию. При смятии разрушение
кладки начинается с образования неболь
ших трещин непосредственно под опорами.
Сетки предотвращают раз
витие этих трещин и, тем самым, удерживают кладку от
разрушения. Отсюда ясно, что устанавливать сетки следует в самых верхних швах,
иначе пользы они не принесут рис. 31. Отсутствие сеток в тех случаях, когда они
необходимы по расчету, может вызвать авари
йное состояние кладки и потребовать ее
усиления.





4.11. Чем опасны тонкие не
сущие стены?


Если при строительстве допуще
на несоосность стен или колонн одного этажа
по отношению к сте
нам или колоннам другого, то на
грузка на нижние конструкции
ока
зы
вается приложенной с дополни
тельным эксцентриситетом
е
рис. 32. В
результате, уменьшается пло
щадь сжатой зоны сечения и увели
чиваются сжимающие
напряжения. Например, в прямоугольном сече
нии эксцентриситет 20 мм умень
шает
расчетную высоту сжатой зоны

на 40 мм.

Понятно, что чем меньше толщина высота нормального сечение тем более
опасные последствия вызывает несоосность вышерасположенных стен или колонн.
Во внутренних стенах толщиной 1 кирпич 250 мм даже допустимые нормам
величины отклонения осей с
тен смещения перекрытий приводит к увеличению
напряжений в кладке на 15% и более. Если к допустимым отклонениям добавить
недопустимые но, увы, распространенные, то в результате перегрузки кладка может
прийти в аварийное состояние. Поэтому проектировщик
ам следует учитывать
вероятность смещения, продуманно подходить к выбору толщины внутренних
несущих стен, придерживаясь правила: стены толщиной 1 кирпич назначать высотой
более одного этажа, толщиной кирпича


не более 3...4 этажей.



4.12. Какой недостат
ок смежных кровель с уклонами взаиимно
перпендикулярного направления?


Если кровля выполнена с перепадом высот, то вода, стекающая с верхней
кровли, направляется далее по нижней кровле мощным узким потоком, с которым
нижняя кровля не справляется особенно
при неорганизованном водостоке. В
результате происходит сильное замачивание смежной стены и мо
розное разрушение
кладки рис 33. Проектирования подобных кровель следует избегать, а если в них
воз
никает безоговорочная необходи
мость, следует предусматри
вать вы
сокие фартуки
из оцинкованной стали или другие меры, защищаю
щие смежную стену.

В кровлях без перепада высот при организованном водостоке в зданиях,
сложных в плане проекти
ровщики часто допускают другую ошибку


неравномерно
распре
деляют площад
ь кровли «бассейн» стока воды между водосточными трубами.
Наибольшая нагрузка, обычно, приходится на трубы, рас
положенные у входящих
внутренних углов здания


как раз там, где наружный воздух более застойный и
проветривание стен затруднено. В результа
те значительная часть дождевой воды
льется мимо труб, сильно замачивает карнизы и верх
ние части стен, а затем и
размора
живает кладку. Наилучший способ избежать этого, к сожалению, рас
-
пространенного недостатка


так организовать водостоки, чтобы во
обще
исключить
установку водосточных труб в вершинах внутренних углов здания.



4.13. Что может служить при
чинами замачивания стен подва
ла
атмосферной водой?


Причин несколько. Во
-
первых, отсутствие отмостки или некаче
ственное ее
выполнение.

Во
-
вторых, плох
ая вертикальная планировка прилегающей террито
рии, или,
говоря иначе, наличие обратного уклона дневной поверх
ности при отсутствии
водоотвода. В этом случае отмостка для атмосфер
ной воды помехой не является. Осо
-
бенно часто подобное явление встречается н
е в построенных, а в еще строящихся
зданиях, располо
женных на скатах местности,


стро
ители стараются не обременять
себя проблемой устройства хотя бы временного водоотвода.

В
-
третьих, плохая вертикальная гидроизоляция стен подвала. Неред
ко
строители обм
азывают стены не битумом, как положено, а только т. н. “праймером”,
состоящим на 80...85% из солярки и на 15...20% из биту
ма, который не изолирует
стены, а лишь придает им черный цвет.

В
-
четвертых, применение раство
ров низких марок в швах между бе
тонным
и
блоками. Как правило, та
кие растворы имеют рыхлую струк
туру и через них легко
фильтруется влага. Еще более опасен другой, не менее частый дефект: плохое запол
-
нение раствором вертикальных швов между бетонными блоками


имен
но через
такие швы вода бесп
ре
пятственно проникает внутрь стен и замачивает их на всю
толщину а при отсутствии бетонного пола


также и фундаменты с основанием.
Даже после устранения всех пере
численных дефектов стены подвала еще много лет
остаются сырыми.


4.14. Что может служить

при
чинами выдавливания стен подва
ла?


Главная причина


в чрезмер
ном боковом давлении грунта
Q
, которым
засыпаны пазухи котлова
на рис. 34. Боковое давление за
висит от коэффициента
внутренне
го трения угла естественного отко
са грунта: чем меньше
значение
коэффициента, тем больше давле
ние. Минимальное значение коэф
фициента


у
водонасыщенного разжиженного грунта. Отсюда по
нятно, почему выдавливание
стен подвала происходит в тех случаях, когда пазухи котлована были засы
паны
мерзлым грунтом, си
льно на
сыщенным водой до замерзания ко
торый при
оттаивании превращает
ся в жижу, или когда атмосферная вода интенсивно
замачивает уже засыпанный грунт


обычно, при плохом его уплотнении и наличии
обратного уклона без водоотвода. Выдавливанию способств
ует также отсутствие
бетонного пола в подва
ле, служащего нижней горизонталь
ной опорой для стен, и
небольшая этажность здания, при которой мала вертикальная нагрузка
N

сила при
-
жима, повышающая сопротивление сдвигу стен.



4.15. Что может служить при
ч
иной обрушения кирпичных карнизов?


Наиболее часто кирпичные кар
низы обрушаются при наличии со
вмещенных
кровель. Причина обру
шения состоит в нарушении герме
тичности кровли:
атмосферная вода проникает в утеплитель, стекает по поверхности плит покрытия к

кар
низу, там постепенно накапливает
ся и замачивает каменную кладку рис. 35.
Мокрая кладка подверга
ется попеременному заморажива
нию и оттаиванию и теряет
проч
ность. Для предотвращения этого явления или, по крайней мере, для смягчения
его воздействи
я можно порекомендовать заподлицо с верх
ней плоскостью плит
покрытия в кар
низах устраивать продухи, которые одновременно могут служить
слива
ми для накопившейся в утеплителе воды. Однако самое надежное ре
шение


вообще не применять со
вмещенные невенти
лируемые кров
ли, особенно
малоуклонные.



4.16. Как быть, если несущей способности перекрытия недостаточно для
восприятия нагрузок от кирпичных перегородок?


При реконструкции зданий ста
рые деревянные перегородки зача
стую заменяют
более тяжелыми кир
пи
чными, нагрузку от которых пере
крытия воспринимать не в
состоя
нии. В результате нередки случаи появления значительных трещин и прогибов
в конструкциях перекры
тий, свидетельствующих о перегрузке последних.

Для уменьшения нагрузки на перекрытия можно пост
упить следу
ющим
образом. В нижние ряды клад
ки уложить продольную арматуру, затем выложить
перегородку на не
большую высоту последняя опреде
ляется расчетом, дать
выдержку не менее 7 суток, а затем довести клад
ку до конца. Такой порядок ограни
-
чивает н
агрузку на перекрытие толь
ко весом нижней части перегород
ки. После
набора раствором опре
деленной прочности нижняя часть работает как армированная
кирпич
ная балка и передает на перекры
тие нагрузку от вышележащей час
ти только
по концам, вблизи опор, т.

е. работает как висячая стена. Разумеется, такой прием
имеет смысл применять лишь тогда, когда перегородки ориентированы в на
правлении
пролета балок или плит перекрытий, а сами они являются глухими без дверных
проемов.


Глава 5.

Основы диагностики деф
ектов и повреждений


Если у человека поднялась тем
пература, он испытывает недомога
ние и боли, то
это симптомы какой
-
то болезни. По симптомам врач оп
ределяет, чем болен человек,
т.е. ставит диагноз, и лишь после этого назначает лечение. Видимые дефек
ты
и
повреждения зданий и строи
тельных конструкций


тоже симп
томы "болезней", и
поставить по ним правильный диагноз


значит уста
новить саму "болезнь",
определить ее причины, степень опасности и на
значить такое лечение, которое
обеспечило бы надежность и

долго
вечность всего здания и его отдель
ных частей.

Поэтому медицинский термин "диагностика" с полным основани
ем стал
применяться и в строитель
стве. Сходство имеется и в другом. Если в медицинской
диагностике роль объективных показателей играют лаборат
орные анализы,
кардиограм
ма, рентгеноскопия и т. п., то в строительной


измерения фактичес
ких
сечений, пролетов, прогибов, ширины раскрытия трещин и т. д., испытания образцов
конструкцион
ных материалов и грунтов основа
ния, поверочные расчеты и пр. Н
у а
главное отличие состоит, пожалуй, в том, что человеческий организм сам борется с
болезнями и часто излечивается без помощи медици
ны. Строительные конструкции
та
кой способностью не обладают


есл
и они "заболели", то уже навсег
да, со
временем "болезнь" будет только прогрессировать и без посторонней помощи они
уже не обойдутся.

В настоящей главе рассматри
ваются только те вопросы, которые связаны
непосредственно с внешними признаками неблагопол
учного состояния зданий и
конструкций и которые, как говорится, видны не
вооруженным взглядом. Однако
именно внешние признаки являют
ся первыми симптомами любой "бо
лезни" и именно
они составляет основу диагностики. За рамками текста остались вопросы прибо
рно
го
контроля, поверочных расчетов и анализа результатов, решение ко
торых требует
специальной подготов
ки и определенного опыта. Призна
ки неблагополучного
состояния весь
ма разнообразны, и подробное их описание займет слишком много ме
-
ста, тем более чт
о зачастую они присутствуют одновременно, в раз
ных сочетаниях.
Достаточно указать только на самые распространенные, что и сделано в настоящей
главе.


5.1. Каковы симптомы пере
грузки нормальных сечений балок и плит?


Симптомами являются нормаль
ные попер
ечные трещины и проги
бы в
середине пролета. Однако само наличие трещин далеко не всегда является признаком
перегруз
ки


ведь прочность нормальных сечений рассчитывают без учета бетона
растянутой зоны, т. е. зара
нее предполагают образование тре
щин. В б
ольшинстве
случаев симп
томом перегрузки являются не тре
щины как таковые, а ширина их
раскрытия. То же относится и к про
гибам. Поскольку любая балка или плита при
действии внешней нагруз
ки деформируется прогибается, то важен не просто прогиб,
а его ве
личина. Следует также заметить, что слово "перегрузка" вовсе не обяза
тельно
означает, что нагрузка на конструкцию превышает проектную. В равной степени оно
может озна
чать и недостаточную несущую спо
собность самой конструкции, выз
-
ванную дефектами изгот
овления и монтажа пониженная прочность материалов,
недостаточное армиро
вание, перекосы, смещения и пр..


5.2. Какую ширину раскрытия нормальных трещин в изгибаемых конструкциях
следует считать опасной?


В нормах проектирования мак
симально допустимая ши
рина про
должительного
раскрытия трещин для конструкций, эксплуатируемых в обычных условиях, принята
равной 0,3 мм. В некоторых справочниках эта величина рассматривается и как
граница, за которой наступает ава
рийное состояние конструктивных элементов.
Так
ой подход в корне неверен в силу следующих причин.

Во
-
первых, указанная ширина раскрытия трещин допустима толь
ко для
арматуры не выше класса А
-
IV
, для арматуры более высоких клас
сов она
уменьшается до 0,2 и даже до 0,1 мм. Во
-
вторых, изгибаемые конструкц
ии могут
быть "слабо", "нормально" или "сильно" армиро
ванными см. главу 3. В "сильно"
армированных "переармированных" сечениях разрушение сжатой зоны бетона
происходит при сравнитель
но небольших напряжениях в про
дольной растянутой
арматуре, ког
да и

трещины раскрываются незна
чительно. Поэтому даже небольшая,
всего 0,1 мм, ширина раскрытия трещин может быть симптомом опас
ного состояния
таких конструкций. В
-
третьих, ширина раскрытия тре
щин по расчету часто
оказывается намного меньше допустимой. Быва
ет даже, что по расчету трещины
вообще не образуются чаще все
го, у преднапряженных конструкций. И в этом
случае небольшая шири
на раскрытия трещин у эксплуати
руемой конструкции может
оказаться опасной.

Отсюда следует, что ширина опасного раскрытия тре
щин требу
ет
индивидуальной оценки. Однако в любом случае само наличие за
метных трещин уже
является серь
езным поводом для тщательного об
следования конструкций.


5.3. Какую величину прогиба следует считать опасной?


Здесь также нет шаблона. Не
большие пр
огибы вполне могут ха
рактеризовать
перегрузку таких кон
струкций, у которых сечение "силь
но" армировано, а также
многих преднапряженных конструкций, ко
торые при изготовлении получили
обратный выгиб. В то же время, су
ществует и некоторое общее пра
вило:

чем больше
погонная жест
кость конструкции а проще говоря, чем больше отношение высоты се
-
чения к пролету, тем меньше у нее прогиб, следовательно, и небольшая величина
прогиба может оказаться для конструкции опасной.

С другой стороны, иногда даже больши
е прогибы никакой опаснос
ти не
представляют. Такие случаи встречаются при некачественном изготовлении
монолитных конструк
ций, когда опалубка из
-
за недоста
точной собственной
жесткости про
висла под тяжестью свежеуложенного бетона.


5.4. Каковы симптомы п
ере
грузки опорных участков балок и плит?


Основными симптомами являют
ся наклонные трещины в опорных участках.
При некотором внешнем сходстве, причина их образования может быть разной.
Трещины в стен
ках тавровых и двутавровых балок часто являются признак
ом начала
раздавливания бетона от действия главных сжимающих напряжений рис. 36, а.
Трещины, выходящие на нижнюю грань, обычно указывают на недостаточное
поперечное ар
мирование рис. 36, б. Похожие тре
щины образуются и тогда, когда
выдергивается напря
гаемая армату
ра,


это состояние опорных участ
ков является
наиболее опасным и требует немедленного принятия противоаварийных мер, а затем
серь
езного усиления. Труднее всего бы
вает обнаружить симптомы перегруз
ки
опорных участков пустотных плит, посколь
ку их боковые поверхности недоступны
для осмотра. Что каса
ется сплошных плит, то аварийное состояние опорных участков
у них встречается крайне редко, за ис
ключением случаев, когда плиты работают на
продавливание фундаментные плиты, плиты безригельных пе
рекрытий и т. п..




5.5. Каковы симптомы пере
грузки железобетонных ферм?


Перегрузка ферм проявляется заметным раскрытием трещин в нижнем поясе,
небольшим но все
-
таки заметным провисанием ниж
него пояса. Перегрузка опорных
уз
лов характеризуется теми

же при
знаками, что и перегрузка опорных участков балок
и плит см. предыду
щий ответ. Шелушение и отслое
ние бетона в верхнем поясе и
сжа
тых раскосах обычно свидетельству
ет уже об аварийном состоянии конструкции.
При осмотре ферм следует также обращат
ь внимание на промежуточные узлы
особенно безраскосных ферм и ферм с па
раллельными поясами, в которых
возникают большие изгибающие моменты или перерезывающие силы. Иногда



5.6. О чем свидетельствуют трещины, образовавшиеся вдоль растянутой
рабочей арм
атуры плит, балок и ферм?


Может быть несколько причин образования таких трещин. Одна из них


большие усадочные на
пряжения в бетоне, вызванные не
достаточным защитным
слоем рис. 37, а. Иногда усадочные трещины образуются из
-
за неправильно по
-
добранного

состава бетона или вследствие нарушения режима тер
мообработки при
изготовлении сборных изделий отсутствие выдер
жки перед пропариванием или
слишком быстрый подъем темпера
туры.

Сами по себе усадочные трещи
ны имеют, как правило, небольшую ширину
раскры
тия. Однако через них проникает паро
-
воздушная смесь или агрессивные
жидкости и газы, которые вызывают коррозию арматуры


в этом главная опас
ность
усадочных трещин. Продукты же коррозии ржавчина занимают больший объем, чем
металл, поэто
му они распираю
т бетон и еще более увеличивают раскрытие тре
щин
подобные трещины иногда имеют характерные "ржавые" края. Если конструкция
эксплуатируется на открытом воздухе, то в трещины по
падает и атмосферная влага,
кото
рая при замерзании дополнительно разрывает б
етон.

Другая причина


коррозия ар
матуры, вызванная не внешним воз
действием паров и
агрессивных га
зов, а блуждающими токами или агрессивными солевыми добавками в
бетон. Как и в первом случае, продукты коррозии, увеличиваясь в объеме, разрывают
бетон. Ст
епень опасности этого дефекта определя
ется, в первую очередь, степенью
коррозии арматурной стали.

Третья причина


раскалывание бетона при отпуске напрягаемой арматуры.
Наиболее опасны такие трещины в концевых участках кон
струкций рис. 37, б, т.к.
они
увели
чивают длину зоны передачи напря
жений арматуры и ухудшают ее
анкеровку в бетоне, снижая тем самым несущую способность опор
ных участков плит,
балок и ферм.




5.7. О чем свидетельствуют продольные трещины в пустотных плитах?


О причинах образования

трещин вдоль рабочей арматуры сказано в
предыдущем ответе. Однако иногда в плитах возникают трещины вдоль пустот,
причиной чего является ме
стный изгиб, т.е. изгиб плит в попе
речном направлении от
действия местной нагрузки, например, от веса перегородки
рис. 38. Происходит это
потому, что в нижней полке были пропущены или не были предусмот
рены проектом
специальные сетки. Причиной образования подобных трещин может явиться и брак,
до
пущенный при монтаже, а именно


непараллельность "пропеллерность"
опорных поверхностей, что вызывает крутящие моменты в кон
струкции.




5.8. В чем причина образова
ния вертикальных трещин вблизи торцов балок или
ферм?


В 1980
-
е гг. в практику строи
тельства с одобрения Госстроя СССР была
внедрена упрощенная схема соеди
нения стропильных конструк
ций с колоннами


тогда отказа
лись от центрирующих прокладок и анкерных болтов в колоннах, а опор
-
ные закладные детали балок и ферм стали приваривать непосредствен
но к закладным
деталям колонн. При такой схеме возникает частичн
ое защемление стропильных
конструк
ций на опорах, что вызывает воз
никновение опорного момента от
-
рицательного знака. В совокупнос
ти с давлением крайних ребер плит покрытия это и
приводит к образо
ванию незначительных трещин, на
чинающихся с верхней грани

рис. 39. Однако, если опорные участки балок или ферм выполнены с де
фектом
верхняя арматура
S
' не доведена до торцов, то трещины приобретают опасное
развитие, чреватое обрушением крайних плит.




5.9. О чем свидетельствуют го
ризонтальные трещины в к
онько
вой части стенок
двускатных ба
лок?


Усилия в сжатой полке
N
b

по сторонам конька направлены под углом друг другу. Они
образуют равнодействующую
N
t
, направлен
ную вертикально вверх, которая от
рывает
полки от стенки балки, в результате чего в стенке о
бразует
ся горизонтальная трещина
рис. 40. Явление это, хотя и редкое, но очень опасное, чреватое обрушением кон
-
струкции. Возникает оно тогда, ког
да в коньковой части балки отсут
ствует
дополнительная поперечная

арматура, а конек не нагружен по
лезной
нагрузкой, т. е. не прижат сверху.




5.10. Каковы симптомы пере
грузки бетона при сжатии?


Разрушение бетона происходит вследствие поперечных деформаций, которые
вызывают продольные тре
щины,


они и являются первыми симптомами перегрузки,
Если зак
репле
ние обоих концов сжатого эле
мента препятствует поперечным де
-
формациям, то трещины появляют
ся в средней части длины. Наличие подобных
трещин в колоннах, сжа
тых элементах ферм, в сжатой зоне балок является признаком
аварий
ного состояния конструкций.


5.
11. О чем свидетельствуют трещины вдоль рабочей армату
ры колонн, верхних
поясов ферм и балок?


Свидетельствуют либо об усадоч
ных явлениях в бетоне и коррозии металла
см. вопрос 5.6 и рис. 41, либо о начавшейся потере устой
чивости выпучивании
сжатой
арма
туры, за которой может последовать отрыв защитного слоя бетона и раз
-
рушение конструкции.




5.12. Насколько опасны попе
речные горизонтальные трещи
ны в колоннах?


В колоннах, работающих на сжа
тие с большими эксцентриситетами, не только
образуетс
я растянутая зона, но и могут появиться попе
речные трещины. Сами по себе
тре
щины опасности для таких колонн не представляют, все зависит от их длины и
ширины раскрытия, а так
же от сочетания нагрузок в момент их обнаружения.
Например, при определенных со
четаниях все сече
ние колонны по расчету может быть
сжато, и если при этом трещины не закрываются, то данный факт сви
детельствует о
неблагополучном состоянии конструкции. Причиной об
разования поперечных
трещин мо
жет быть и небрежность при пере
возке, ск
ладировании или монтаже см.
главу 3.


5.13. Каковы признаки пере
грузки консолей железобетонных колонн?


Работа консоли напоминает ра
боту кронштейна: сжатым подкосом там
является наклонная сжатая по
лоса бетона, а растянутой связью


верхняя
горизонталь
ная армату
ра
S
. Поэтому перегрузка проявля
ется в образовании трещин
рис. 42


либо расположенных вдоль наклонной полосы а, либо начина
ющихся с
верхней грани и пересе
кающих растянутую арматуру б. Если консоли армированы
жесткой арматурой


косыми
пластинами колонны серии ИИ
-
04 и 1.020, то
перегрузка консолей может вызвать также и потерю устойчивости бо
ковое
выпучивание пластин и пос
ледующий отрыв защитного слоя бетона.




5.14. Каковы признаки нека
чественного бетонирования кон
струкций?


Од
ин их характерных признаков


неоднородная поверхность: на
личие
иногда чередование плотных и рыхлых слоев, что свидетельствует либо о
расслоении бетонной сме
си в результате чрезмерного виб
рирования, либо, наоборот,
о "за
висании" бетона на арматурных
сетках и каркасах в результате не
достаточного
вибрирования или слишком жесткой бетонной смеси, или слишком крупного
заполните
ля. Другой признак


наличие пор и раковин на поверхности. Часто они
указывают и на наличие круп
ных пустот внутри тела конструкц
ии, что может
подтвердить глухой звук при ударе молотка. Третий
-

нали
чие участков с низкой
прочностью, что легко проверяется механичес
ким воздействием и что обычно ука
-
зывает на плохой прогрев при зим
нем бетонировании.


5.15. Как по виду трещин в камен
ных стенах определить ха
рактер
неравномерных деформа
ций основания?


При неравномерных деформа
циях основания каменные стены работают как
балки, нагруженные ча
стью веса перекрытий покрытия и собственного веса другая
часть уравновешивается опорной реак
цией просевшего грунта. Опора
ми их служат
непросевшие участ
ки основания. Отсюда и направ
ление трещин: если основание
плавно просело в средней части, то трещины имеют вертикальное направление и
начинаются снизу рис. 43, а, если плавно просело по края
м, то вертикальные
трещины начинаются сверху б, если осно
вание просело резко локально, то
трещины имеют наклонное направ
ление в, г. При более сложном характере
просадок могут одновре
менно образоваться трещины и вертикального, и наклонного
на
прав
лений.

Вертикальные и с небольшим наклоном трещины иногда можно спутать с
трещинами, вызванными депланацией сечений при неравно
мерных нагрузках, и с
температур
ными трещинами см. главу 2. По
этому прежде, чем делать окончат
тельный вывод, следует обрати
ть внимание не только на вид трещин, но и на места их
расположения.




5.16. Каковы симптомы пере
грузки каменной кладки при сжа
тии?


Симптомами, как и в сжатом бетоне, являются продольные вер
тикальные
трещины. Например, если на участке шириной 1 м об
разова
лись три
-
четыре трещины
длиной 300...350 мм но не более 4
-
х рядов кладки из стандартного кирпича, то
напряжения в кладке превышают ее расчетное сопротивление на 40...60%, а если
длиной 450...500 мм не более 6
-
ти рядов, то напря
жения превышают

расчетное
сопро
тивление на 70...90%. При дальнейшем росте трещин происходит разрушение
кладки.


5.17. О чем свидетельствует выпучивание стен и простенков?


Свидетельствует об их аварий
ном состоянии. Перегрузка этих эле
ментов
может проявляться в обра
з
овании вертикальных трещин не только поперек, но и
вдоль стен рис. 44. Такие трещины не всегда выхо
дят на боковые поверхности, а
если и выходят, то их бывает трудно об
наружить, т. к. они скрыты дверны
ми или
оконными коробками.




5.18. О чем свидетел
ьствуют трещины в каменной кладке под опорами балок и
ребер плит?


Свидетельствует о чрезмерных напряжениях смятия в кладке. При длине
трещин до 150 мм 2 ряда кладки из стандартного кирпича кладка перегружена
примерно в 1,5 раза, при длине до 300...350 м
м 4 ряда кладка находится накануне
разрушения, за которым следует падение опирающихся на нее кон
струкций,
Наиболее опасны трещи
ны, которые вызваны недостаточной глубиной опирания
вышележащей конструкции см. главу 4.


5.19. О чем свидетельствуют гориз
онтальные трещины внутри помещений в
местах сопряжения стен и перекрытий?


Свидетельствуют о начале про
цесса потери устойчивости стен. Вызвано это
отсутствием анкеровки стен в перекрытиях и выдерги
ванием перекрытий в результате
го
ризонтального перемещен
ия стен см. главу 2. Указанные трещины разрывают
только штукатурку рис. 45, не затрагивая сами плиты пе
рекрытий и каменную
кладку. Если штукатурка отсутствует, то о выдер
гивании перекрытий можно судить
по изменению цвета нижней по
верхности плит. К с
ожалению, при наличии
подвесных потолков эту опаснейшую "болезнь" обнаружить на ранней стадии почти
невозмож
но.




5.20. О чем свидетельствует повреждение наружного слоя кладки стен?


Свидетельствует, как правило, о его морозном разрушении размо
раживан
ии.
Например, в плохо про
ветриваемых помещениях с высокой влажностью и
некачественной внут
ренней пароизоляцией санузлы, ду
шевые, бани, плавательные
бассей
ны наружные стены теряют свои теплозащитные свойства, промерза
ют, "точка
росы" по мере увлажне
ния перемещается к наружной по
верхности, а замерзшая влага
по
степенно разрушает каменную клад
ку. Процесс этот может продолжать
ся годами и,
если не принять своев
ременных мер, неизбежно приведет к уменьшению сечения
стен, сни
жению прочности кладки и о
бру
шению несущих конструкций.

Аналогичная картина наблюда
ется и в стенах из легкобетонных блоков,
оштукатуренных снаружи плотным раствором. Последний иг
рает роль внешней
пароизоляции, способствует накоплению и конден
сации водяных паров, их
поперемен
но
му замораживанию и оттаиванию и, в конечном счете, разрушению
кладки.

Размораживание кладки при внешнем замачивании особенно часто
наблюдается в цокольных и карнизных частях зданий, а также у перепадов высот
кровли, и наибо
лее слабо ему сопротивляется кла
д
ка из силикатного кирпича, а также
дырчатого кирпича сухого или полусухого прессования.


Глава 6.

Основы усиления конструкций и зданий


Строительные конструкции усиливают в двух случаях. Пер
вый


когда в
процессе экс
плуатации в них возникли дефекты и
повреждения: трещины, искрив
-
ления, провисания, коррозия и т. п. Тогда способ усиления зависит от вида и степени
повреждений, а сама конструкция усиления и се
чения ее элементов определяется
расчетом, который учитывает оста
точную несущую способность су
ще
ствующей
конструкции и действу
ющие на нее нагрузки. Однако при угрожающем состоянии
эксплуати
руемых конструкций усиление пред
ставляет собой оперативные
противоаварийные меры временного характера


тут вопрос стоит о предотвращении
обрушения, и вре
мени
для тщательной разработки, изготовления и монтажа усилива
-
ющих конструкций не всегда оста
ется, потому зачастую приходится принимать
решения, наиболее про
сто и быстро осуществимые.

Второй случай


когда предпо
лагается увеличить нагрузку на кон
струкцию
(
при надстройке или ре
конструкции зданий, перепланиров
ке помещений, замене
оборудова
ния и т. п.. Тогда необходимость уси
ления конструкции определяется
расчетом ее действительной несу
щей способности с учетом факти
ческих размеров
сечений, характе
рист
ик материалов и наличия де
фектов и сравнением ее с усилия
ми
от ожидаемых нагрузок.

Существуют многие десятки при
емов усиления, которые достаточно подробно
описаны в научно
-
техни
ческой и справочной литературе,


приводить их все в
рамках данной работы
нет возможности. Поэтому в настоящей главе рассмотрены
только сами основы усиления, прин
ципы работы усиливающих конструк
ций и
ошибки, которые иногда до
пускают строители и проектировщи
ки, а в качестве
примеров исполь
зованы самые распространенные схемы
усиления.

Усиливающие конструкции обыч
но проектируют из металла или мо
нолитного
железобетона изредка из каменной кладки. Технология уси
ления железобетоном
требует мок
рых процессов, в большинстве слу
чаев устройства опалубки а то и
строительных лесов
 и времени для набора бетоном проектной прочно
сти, что
неизбежно приводит к про
должительному выводу из эксплуа
тации помещений или их
отдельных участков. Поэтому там, где есть воз
можность выбора вариантов, прак
тика
предпочтение отдает металлу, хотя по

стоимости и эксплуатацион
ным затратам он
существенно до
роже железобетона, а во многих случаях нуждается и в специальной
защите от огня.

Следует заметить, что работы по усилению несущих конструкций тре
буют
более высокой квалификации и опыта исполнителей

и более тща
тельного контроля
качества, чем обычные строительно
-
монтажные работы, а проектирование усиления


более глубоких знаний строитель
ных конструкций, прочностных и деформативных
свойств строительных материалов, чем проектирование новых конструкци
й и зданий.

Приступая к данной главе, ав
тор считает своим долгом упомянуть о
неоценимом вкладе, который внес в разработку теории, методов рас
чета и новых
конструкций усиления выдающийся ученый и инженер Н.М. Онуфриев. Его книги,
изданные в 1940
-
70
-
е гг.,

до сих пор ос
таются незаменимыми пособиями


учебными
для студентов и справоч
ными для инженеров.

Вместе с тем в вопросах усиле
ния остается очень много неизучен
ного. Имеется
множество способов усиления, авторы которых были боль
ше озабочены получением
патен
тов и авторских свидетельств, не
жели всесторонним исследованием своих
изобретений и доведением их до реального воплощения. Даже некоторые давно
известные спосо
бы не всегда имеют сопровождение в виде инженерных методов
расче
та. Поэтому во многих сл
учаях кон
структору
-
проектировщику приходит
ся
полагаться на свой опыт и интуи
цию, и хорошо, если опыт у него богатый, а
интуиция не подводит. Хочется надеяться, что молодое по
коление ученых и
инженеров все
рьез займется нерешенными воп
росами и сумеет л
иквидировать мно
-
гочисленные "белые пятна".


6.1. Каковы общие принципы усиления несущих конструкций?


При всем разнообразии приемов усиления все они базируются на двух
принципах


уменьшении усилий изгибающих моментов, продоль
ных и
поперечных сил в кон
струк
ции или увеличении ее несущей способности. В первом
случае кон
струкцию разгружают т. е. переда
ют всю или часть нагрузки на дру
гую


усиливающую


конструк
цию. Разгружение зачастую осуще
ствляют за счет
изменения расчет
ной схемы существующей ко
нструк
ции например, превращают
балку из однопролетной в двухпролетную, подводя под нее дополнительную опору.
Во втором случае увеличи
вают наращивают сечение конст
рукции или увеличивают
сопротив
ление материала например, за счет поперечного обжатия
. Конечно, та
кое
разделение достаточно услов
но


часто в одном приеме усиле
ния используют оба
принципа.


6.2. Что значит "включить" в ра
боту усиливающую конструкцию?


После завершения строительно
-
монтажных операций по усилению
усиливающая конструкция д
олжна сразу же, как только начала при
кладываться
дополнительная нагруз
ка, воспринимать причитающуюся ей часть этой нагрузки
усилий, напря
жений, т. е. деформироваться со
вместно с усиливаемой конструкци
ей,


это и называется включени
ем ее в работу. В

противном слу
чае разрушение
усиливаемой кон
струкции может произойти раньше, чем усиливающая начнет
воспри
нимать свою долю нагрузки.

Например, если под железобе
тонную балку в середине пролета подвести
дополнительную жесткую опору в виде стойки и остави
ть меж
ду ними зазор, то балка
при увели
чении нагрузки будет в состоянии прогибаться а значит, в ней будет расти
и изгибающий момент до тех пор, пока зазор не исчезнет рис. 46. Рост
изгибающего момента, в конце концов, может привести к раз
рушению бал
ки


все
зависит от величины зазора. Поэтому при под
ведении дополнительных опор зазо
ры
необходимо устранять


подклиниванием стальными пластинами, подливкой бетона
или др. способа
ми. Только тогда опоры будут вклю
чены в работу.





6.3. Почему усиление

целесо
образно проводить при мини
мальном значении
эксплуатацион
ных нагрузок?


Для ответа на этот вопрос рас
смотрим упомянутый выше пример усиления
балки рис. 47. Если до
полнительную опору подводить тог
да, когда на балку
действует мак
симальная эксп
луатационная нагруз
ка
q

и, следовательно, максималь
-
ный изгибающий момент М
max
(
а
, то опора работать не будет, усилие в ней будет
равно нулю. Она смо
жет выполнить лишь противоаварийную задачу


удержать
балку от обрушения. Если с балки снять часть нагруз
ки б, то от оставшейся час
ти
q
1

в балке возникает изгибаю
щий момент М
1
. После подведения опоры и приложения
ранее снятой нагрузки
q
2
балка начнет работать как двухпролетная и в ней возник
нет
дополнительный момент М
2
в. Сумма этих моментов Мг даст н
а
много меньшее
значение, чем М
max
. Понятно, что суммарная величина моментов будет тем меньше а
на
грузка на усиливающую конструк
цию тем больше, чем больше вели
чина снятой
нагрузки
q
2
?

Правда, в данном примере не следует впадать в другую крайность. Мож
но
перед усилением так раз
грузить балку д, что в итоге в се
редине пролета возникнет
отрица
тельный момент, который балка вос
принять будет не в состоянии из
-
за
недостаточного или отсутствия ар
мирования верхней зоны, и вместо усиления балки
произойде
т ее раз
рушение. Поэтому при проектиро
вании усиления всегда следует
при
держиваться правила: новая эпюра моментов не должна выходить за пределы
эпюры материалов существующей конструкции.




6.4. Как следует подклинивать зазоры между усиливающей и уси
ли
ваемой
конструкциями?


В этом деле опасно переусерд
ствовать. При сильной забивке стальных пластин
возникают боль
шие расклинивающие усилия, при
чем усилия неконтролируемые, ко
-
торые могут вызвать в усиливаемой конструкции опасные для нее изги
бающие
момен
ты. Особенно осто
рожно следует проводить усиление многопролетных
неразрезных балок. Если при усилении балки одного из пролетов создать большое
раскли
нивающие усилие, то в соседних пролетах изгибающие моменты воз
растут, что
может привести балки в аварийн
ое состояние,


такие слу
чаи в практике усиления
встреча
ются. Поэтому толщину стальных клиньев пластин следует подбирать в
соответствии с фактическими за
зорами и забивать их легкими уда
рами молотка.

Необходимо помнить и о том, что в опорах стойках
из монолитного
железобетона или каменной кладки будут происходить усадочные про
цессы,
особенно интенсивные в пер
вые дни. Поэтому подклинивание зазоров нужно
производить не ра
нее чем через неделю после воз
ведения опор, а передачу дополни
-
тельной нагрузк
и


после набора бетоном или кладкой проектной прочности.


6.5.

Чем отличаются жесткие опоры от упругих?


Жесткие


это опоры, которые не деформируются под нагрузкой рис. 48, а.
Упруго проседающими, или просто упругими, называются опоры, которые
деформируются

про
седают под нагрузкой вместе с са
мой конструкцией рис. 48, б.
Де
формации упругих опор зависят от величины нагрузки, от жесткости опирающейся
конструкции напри
мер, балки и от жесткости самих опор. Чем меньше жесткость
опо
ры, тем меньше опорная

реакция
R
, тем меньше разгружается опираю
щаяся
конструкция.



К жестким опорам обычно отно
сят стойки колонны из кирпича, железобетона
или металла, подко
сы и т. п. элементы, которые подво
дят под усиливаемые
конструкции и деформации которых настолько

малы, что ими можно пренебречь.
Одна
ко подобные опоры имеют один су
щественный недостаток


они пе
-
регораживают помещения. Кроме того, опоры в виде стоек требуют устройства
самостоятельных фунда
ментов. При этом следует иметь в виду, что основание под
фу
ндамен
том в свою очередь подвергается деформациям осадкам, в резуль
тате
которых нагрузка на стойку уменьшается, а изгибающие момен
ты и поперечные силы
в усиленной балке возрастают. Во избежание этого необходимо под подошвой
фундамента либо предварител
ьно обжимать грунт, либо устраивать большую
песчано
-
щебеночную по
душку. Поэтому, несмотря на всю простоту подобного
усиления, его применяют довольно редко.

Указанных недостатков лишены портальные рамы рис. 49, стальные балки
рис. 50, фермы рис. 51,
шпренгели и некоторые другие уси
ливающие конструкции.
В процессе нагружения они подвергаются за
метным деформациям прогибам
совместно с усиливаемой конструк
цией пунктирные линии на рисун
ках, которыми
пренебречь нельзя, не допустив грубейшую ошибку.
Поэтому дополнительные опоры,
ко
торые образуют подобные конструк
ции, относятся к упругим.




6.6.

Насколько эффективно усиление стальными балками?


Подведение стальных балок под железобетонные балки или плиты


довольно
распространенный прием усиления. Основ
ан он на принципе частичного разгружения


стальная балка является дополнительной уп
ругой опорой и берет на себя часть
полезной нагрузки. Однако эффек
тивность такого усиления, как пра
вило, невелика.
Сечения стальных балок проектировщики зачастую

под
бирают простым
суммированием несущих способностей усиливаемой и усиливающей балок: если
суще
ствующая балка плита в состоя
нии воспринимать только часть рас
четного
изгибающего момента М, то сечение стальной балки подби
рают из условия
восприятия недо
ст
ающей части.

Такой подход ошибочен по двум причинам. Во
-
первых, стальная бал
ка
включается в работу не с само
го начала, а со времени приложе
ния дополнительной
нагрузки. Чем меньше разгружена железобетонная балка плита, тем менее
эффектив
но работает ст
альная балка см. вопрос 6.3. Во
-
вторых, доли совме
стно
воспринимаемой нагрузки оп
ределяются не несущими способ
ностями сечений, а
совместными де
формациями прогибом
f
. Поэтому дополнительная нагрузка
распреде
ляется пропорционально жесткостям существ
ующей и усиливающей кон
-
струкций.

Поясним на примере рис. 52. Железобетонная балка пролётом 6 метров имеет
жесткость 81000 кН·м
2

при отсутствии трещин и в состоя
нии воспринимать 80%
расчетного изгибающего момента М  290 кН·м. До начала усиления нагру
зка на
балку снижена наполовину, т.е. изгибающий момент в ней состав
ляет 145 кН·м.
Следовательно, из оставшейся половины изгибающего момента 30%М ΔМ
b

= 87
кН·м должна воспринять железобетонная балка, а 20%
M

(
M
s

 58 кН·м
-

стальная.
Поскольку прогибы б
алок одинаковы 
f
b

=

f
s
, пропорциональ
но этим моментам
должны быть и жесткости балок:
ΔM
b
/
B
b

 М
s

s
'

откуда
B
s
/
B
b

 2/3, т. е. жесткость
стальной балки
B
s

 54000 кН ·м
2
. Этой жесткости соответствует про
катный двутавр
№ 45, напряжения в котором при дей
ствии восприни
маемого им момента 58 кН·м со
-
ставят 47 МПа, т. е. всего 1/5 рас
четного сопротивления стали марки С235. Чем
большая часть нагруз
ки снята с железобетонной балки до начала усиления, тем
меньшее сечение потребуется для усилива
ющей балки и те
м эффективнее она будет
работать. Но даже при пол
ном снятии нагрузки напряжения в последней двутавр №
33а соста
вят всего 110 МПа.

Из приведенного примера вид
но, насколько неэффективно исполь
зуется
несущая способность усили
вающей балки даже при самом

ран
нем включении ее в
работу. Прав
да, стальная балка будет нагружаться более интенсивно после образова
-
ния трещин в железобетонной бал
ке, когда жесткость последней за
метно снижается.
Однако строгий расчет их совместной работы зат
руднителен, а его рез
ультаты могут
оказаться далекими от фактической работы.






6.7. Как повысить эффектив
ность усиления изгибаемых эле
ментов стальными
балками?


Чтобы повысить эффективность работы стальных усиливающих ба
лок, нужно
создать предварительное напряжение: уси
ливающую сталь
ную балку частично
нагрузить, а усиливаемую железобетонную ча
стично разгрузить


еще до того, как
будет приложена дополнитель
ная внешняя нагрузка.

Выполнить предварительное на
пряжение можно разными способа
ми. Один из
них


оттянуть с
таль
ную балку книзу прогнуть с помо
щью подвешенных грузов, а
в обра
зовавшиеся между ней и железо
бетонной балкой зазоры вставить
металлические распорки пластины или пакеты из листов. После сня
тия грузов
стальная балка стремит
ся вернуться в исходно
е состояние выпрямиться, но
железобетонная этому препятствует. В результате, усиливающая балка нагружена си
-
лами, направленными сверху вниз, в усиливаемая


теми же силами, направленными
снизу вверх рис. 53. Правда, при этом часть преднапряжения стальн
ой балки теряет
-
ся см. следующий вопрос.

Потери напряжений можно ис
ключить, если подобную операцию осуществлять
с помощью гидродом
кратов, устанавливаемых на усили
вающую балку, с контролем
уси
лий в них по манометру. При таком способе происходит одновр
еменный выгиб
железобетонной балки и про
гиб стальной. Более простой спо
соб


использование
вместо домк
ратов натяжных или упорных бол
тов, усилия в которых контролиру
ются
по величине взаимного сме
щения
f

суммы выгиба и прогиба железобетонной и
стальн
ой балок рис. 54.

Здесь не были упомянуты поте
ри от обмятия контактных поверх
ностей,
неизбежные при любом преднапряжении. При проектирова
нии усиления их
принимают обыч
но равными 20% начальной вели
чины преднапряжения.

Приведенный пример показыва
ет,
что усиление можно выполнять и без
разгружения железобетонной конструкции, если создать в ней усилия обратного знака
за счет предварительного напряжения уси
ливающей конструкции.


6.8. Почему теряется часть предварительных напряжений в усиливающей балке
пр
и оттяжке ее грузами?


После снятия подвешенного гру
за
F

стальная балка жесткостью
B
s
, получившая
прогиб
f

рис. 53, а, стре
мится выпрямиться, т.е. полностью утратить начальные
напряжения, но железобетонная жесткостью
B
b

это
му препятствует


она выгиба
ется
на величину
f
b

в то время как про
гиб стальной балки уменьшается до величины
f
s

рис. 53, б. Поскольку
f
s


f
/

происходит частичная потеря на
пряжений, в результате
чего желе
зобетонная балка разгружается не всей силой
F
, а только ее частью
ΔF
. Эта
ж
е часть нагружает и уси
ливающую балку. Величина Дооп
ределяется следующим
образом.

Если пренебречь потерями напря
жений от обмятия контактных по
-
верхностей, то
f

=
f
b

+
f
s
. Тогда
f

=
F
(
k
/
B
s
),
f
b

=
ΔF
(
k
/
B
b
),
f
s

=
ΔF
(
k
/
B
s
, где
k



условный коэффициент про
порциональности, зависящий от схе
мы приложения
нагрузки подвески грузов. Отсюда
ΔF
=
FB
b
/(
B
b
+
B
s
. Следовательно, чем выше
жесткость стальной балки по сравнению с же
лезобетонной, тем меньше величи
на
ΔF
,
тем больше потери напряже
ний.




6.9. Как рабо
тает шпренгель?


Шпренгель


это стержневая конструкция, в которой за счет со
вместных
деформаций с усиливае
мой железобетонной конструкцией возникает растягивающее
усилие Р. Его горизонтальная проекция


рас
пор
N
'=N

Т где
T



сила тре
ния при
перегибе с
тержней созда
ет положительный загружающий изгибающий момент
М
о
=
N
'·е, а вертикальные проекции
D



отри
цательный разгружающий момент М
p
.
Кроме того, в опорных участках возникают и разгружающие попе
речные силы
Q
p
, в
результате чего суммарные усилия
ΣM

и
ΣQ

оказы
ваются меньшими, чем усилия М
q

и
Q
q

от внешней нагрузки рис. 55.

Целесообразно, казалось бы, концы шпренгеля опустить до уров
ня
нейтральной оси усиливаемой балки, исключить образование в ней М
0

и повысить,
тем самым, эффек
тивность усиления
. Однако ожида
емого результата это не даст, по
-
скольку одновременно уменьшатся значения
D
. Можно передвинуть весь шпренгель
книзу, тогда и зна
чения
D

сохранятся и
M
0

поменяет знак с положительного на
отрица
тельный. Но в этом случае суще
ственно усложняе
тся конструкция шпренгеля,
а сам он уменьшает полезный объем здания, поэтому такое решение широкого
примене
ния не нашло а в зданиях с крана
ми вообще исключено.

В качестве шпренгельной затяж
ки используют стержневую арматур
ную сталь
больших диаметров,
а при необходимости


и прокатные про
фили из уголков или
швеллеров. Как и в случае со стальными балками см. вопрос 6.6, эффективность ра
-
боты шпренгелей без предваритель
ного напряжения весьма невелика. Опыт
проектирования показывает, что если шпренгели

включить в ра
боту даже с самого
начала т. е. установить их при полностью сня
той полезной нагрузке, то разгру
зить
железобетонные балки они в состоянии всего на 5...20%.


6.10. Как рассчитывают шпренгели?


Требуемую величину распора N определяют из вел
ичины требуемо
го
уменьшения изгибающих момен
тов и поперечных сил на величину соответственно
М
p

и
Q
p

рис. 55. Далее необходимо найти, какая часть этого распора приходится на
совместные деформации шпренгеля с балкой, а какая часть


на его преднапряжение
.
Точный расчет здесь довольно сложен, поскольку связан с поворотом торцов и лини
-
ей прогибов балки, зависящих от схемы нагрузки, изгибной жесткости балки, осевой
жесткости шпренгеля и др. факторов. Поэтому с достаточ
ной для практики точностью
пользу
ются

приближенным расчетом: N  [
M
tot
-
M
/hσ
sp
A
ss



0,8
R
s
A
ss
, где М
tot

на
рис. 55 обозначен как М
q

и М
1



изгибающие моменты после и до усиления,
h



стрела провеса шпренгеля плечо между N и
N
', σ
sp



величина преднапряже
ния
шпренгеля,
A
ss



площадь се
че
ния стержней шпренгеля,

γ
ss

= 0,8


коэффициент, учитывающий потери напряжений от обмятия контактных
поверхностей, 0,8


коэффициент ус
ловий работы стали. Приравняв выше
найденную величину распора к это
му выражению, можно определить величину
усилия п
редварительного натяжения, а из нее и площадь се
чения стержней
шпренгеля. Если уси
ление проводится при действии пол
ной нагрузки на балку, то
первое слагаемое в квадратных скобках ста
новится равным нулю и все усилие N
создается только за счет пред
напря
жения шпренгеля. Саму балку после усиления
рассчитывают по прочности как внецентренно сжатый элемент на действие
сжимающей силы
N
' распора за вычетом потерь от трения при перегибе и изгибаю
-
щего момента ΣМ.







6.11. Что дает усиление ба
лок затяжками
?


Продольные затяжки в виде ар
матурных стержней или прокатных профилей
располагают вдоль рас
тянутой грани балок и закрепляют на торцах. Под
воздействием внеш
ней нагрузки балка прогибается, а ее опорные сечения торцы
пово
рачиваются рис. 57. При пов
ороте торцы увлекают за собой затяжку, удлиняют
ее и вызывают в ней рас
тягивающее усилие, которое, в свою очередь, действует на
балку в виде сжимающей силы Р. От этой силы в балке возникает разгружающий
момент М
p
=
-
Р
е
, где е


расстоя
ние от силы Р до цент
ра тяжести сечения. В отличие
от усиления шпренгелем, поперечные силы здесь не уменьшаются и разгружение
опорных участков наклонных сече
ний не происходит.

Чем больше снято нагрузки с балки до начала усиления, тем боль
ше
последующие углы поворота тор
цо
в, тем больше и усилие Р. Разу
меется, при этом
требуется зара
нее устранить выбрать начальную слабину затяжки. Но даже и при
условии полного предварительного снятия нагрузки напряжения в за
тяжке достигнут
небольшой величи
ны


как правило, не более 100

МПа. Ведь она работает как вне
-
шняя арматура без сцепления с бетоном, у которой растягивающие напряжения по
длине постоянны, в то время как рабочая арматура балки в опасных сечениях испыты
-
вает куда более высокие напряже
ния. Поэтому в затяжках создают пр
едварительное
напряжение, кото
рое позволяет значительно увели
чить силу обжатия Р и,
соответствен
но, увеличить разгружающий момент
M
p
.

Расчет затяжек можно выполнять приближенно. Из требуемой вели
чины
разгружающего момента
M
p

находят величину Р, а далее

из вы
ражения Р 
[(100
ΔM
m
/
M
tot
) +
σ
sp
]
A
ss
γ
ss



0,8
R
s
A
ss
. находят требуемую площадь сечения
A
ss

стержней за
тяжки, задавшись величиной их пред
варительного напряжения σ
sp
. Здесь
ΔM
m

и М
tot



величины соответственно дополнительного изгибающего момента,
возникающего от прикла
дываемой после усиления нагрузки, и изгибающего момента
от полной нагрузки без учета
M
p
, γ
ss
=0,85


коэффициент, учитывающий по
тери
напряжений. Размерность в формуле приведена в Н и мм, при размерности в кг и см
коэффици
ент 100 з
аменяется на 1 000.

Однако область применения за
тяжек относительно невелика, по
скольку
реальное опирание конст
рукций существенно отличается от идеального. В частности,
у однопролетных железобетонных балок пере
крытий и покрытий а равно и ферм
покрытий

в сборных каркасных зда
ниях опорные закладные детали при
варивают к
закладным деталям ко
лонн, т. е. шарнирно
-
подвижные опо
ры у них отсутствуют. Это
значит, что фактический поворот торцов меньше теоретического, а самое главное


расстояние между опо
рам
и, т. е. крайними точками нижней грани, остается
неизменным. Поэтому даже предварительное на
пряжение затяжек такие конструк
ции
практически не разгружает по
чти все усилие Р передается не на растянутую зону, а
на опорные зак
ладные детали. Столь же бесс
мыс
ленно усиливать затяжками много
-
пролетные неразрезные балки и балки ригели монолитных рамных каркасов.




6.12. Как создают предвари
тельное напряжение в шпренгелях и затяжках?


Усилие предварительного натя
жения создают взаимным сближе
нием
стяги
ванием ветвей шпренгеля или затяжки с помощью стяж
ных болтов на
величину
а
, по кото
рой контролируют и величину са
мого усилия N. Как видно из рис.
58,
а
/
b

=
tgα

=
i
, тогда абсолютные деформации
, относительные
деформации εδ/I, а

величина предварительного напря
жения
σ
sp
εЕ, где
Σb



суммар
ная длина участков перегиба, Е


модуль упругости стали. Отсюда
N
sp

=
σ
sp
A
s
,
а усилие в стяжном болте
V

= 2
Ni

схема "А" или
V
=
Ni

схема "Б". Проектное
значение i назна
чается больше расчетн
ого на 0,01


величину, необходимую для вы
-
борки слабины ветвей.


Ветви можно натягивать также с помощью домкратов и нарезных муфт, но в
последнем случае для контроля величины σ
sp

необходимо применять специальные
приборы а не динамометрические ключи, ко
торые дают слишком большую по
-
грешность. Независимо от спосо
бов натяжения, величина предвари
тельного
напряжения σ
sp

не должна превышать 0,9
R
sn

для мягкой стали имеющей физический
предел те
кучести и 0,7
R
sn

для высокопрочной стали. Максимальные напряж
ения в
стержнях шпренгеля или затяжки после вычета потерь напряжений и добавления
напряжений от допол
нительно приложенной нагрузки должны быть не более 0,8
R
s






6.13. Как усиливают опорные участки балок?


Один из способов


вышепри
веденное усиление ш
пренгелями, при котором
уменьшаются попереч
ные силы и происходит разгружение опорных участков рис.
56. Дру
гой


устройство дополнительных выносных опор на некотором рас1
стоянии от существующих. Опоры устанавливают при частично или полностью
снятой пол
езной нагруз
ке, после восстановления которой однопролетная, например,
балка начинает работать как двух
-

или трехпролетная. В связи с этим рас
четные
усилия в ней, включая опор
ные реакции, определяют при двух расчетных схемах до
и после уст
ройства вынос
ных опор, а затем суммируют. Такой прием позволяет
частично разгрузить существующие опоры, следовательно, разгрузить и опорные
участки а заодно и пролетные. В качестве усиливающих конструкций здесь
используют двухконсольные балки рис. 59, подко
сы, по
дпруги, кронштейны и т.п.
эле
менты. Если разгрузить железобе
тонные балки невозможно, то в уси
ливающих
конструкциях создают преднапряжение подобно преднапряжению стальных балок,
см. воп
рос. 6.7: оттягивают их концы кни
зу упорными болтами, домкратами
или
грузами, в результате чего на балки действуют разгружающие силы
F
.


Третий


наиболее распростра
ненный способ


устройство внеш
ней
поперечной арматуры хомутов. Как показали опыты, без предвари
тельного
напряжения такая армату
ра практически не раб
отает и проч
ность наклонных сечений
не увели
чивает


даже если она установ
лена при полностью снятой нагруз
ке.
Предварительное напряжение хо
мутов обычно создают затягивани
ем концевых гаек,
электронагревом в обоих случаях с контролем на
пряжений по уд
линению стержней
или попарным их сближением с по
мощью стяжных болтов см. вопрос 6.12 и рис. 60.
Предварительное напряжение создает в опорных уча
стках поперечные сжимающие
на
пряжения σ
у
, которые не только зна
чительно разгружают внутреннюю поперечную
арматуру, но повыша
ют также сопротивление сжатого бе
тона срезу и
трещиностойкость са
мих наклонных сечений. Практичес
кий расчет тогда сводится к
опре
делению диаметра и шага внешних хомутов, рассматриваемых в каче
стве
обычной поперечной армату
ры при
наличии наклонных трещин их расчетное
сопротивление снижа
ется на 25%.

Как следует из приведенного описания, первые два способа из
меняют
расчетную схему, третий


увеличивает несущую способность сечений.



6.14. Как усиливают решетча
тые балки?


Для у
силения решетчатых балок и их отдельных элементов можно применять
те же способы, что и для сплошных,


шпренгели, внешние хомуты и пр. Однако
решетчатые балки являются статически неопре
делимыми рамными конструкциями
и в их работе есть некоторые особенно
сти. В частности, при проек
тировании
усиления следует прове
рять не только нормальные сечения т.е. сечения поясов и
наклонные сечения в опорных участках, но и сечения стоек, работающих на сжа
тие
или растяжение преимуществен
но с большими эксцентриситет
ами. В первую очередь
это относится к приопорным стойкам. Непродуман
ные схемы усиления могут
привести к росту усилий в этих элементах со всеми вытекающими последствиями.
Поэтому при общем усилении ба
лок например, в связи с ожидае
мым увеличением
нагрузо
к следу
ет усиливать и стойки.

Одним из возможных вариантов их усиления является установка по диагонали
отверстий стальных рас
косов в виде распорок рис. 61 или растяжек,
воспринимающих допол
нительные сдвигающие усилия и, тем самым, снижающих
узловые м
омен
ты в решетке. Понятно, что для вклю
чения раскосов в работу
необходи
мо создать плотный контакт распо
рок с поверхностью бетона и выб
рать
слабину растяжек, а для повы
шения эффективности усиления


как можно больше
разгрузить бал
ки. Приведенные прие
мы усиления стоек в равной степени применимы
и к безраскосным фермам, имею
щим, по существу, ту же расчетную схему, что и
решетчатые балки.




6.15. Как наращивают сече
ния изгибаемых элементов?


Цель наращивания сечений


увеличение несущей способности.
При
наращивании иногда изменя
ют и расчетную схему


например, однопролетные
конструкции превра
щают в многопролетные путем ус
тановки надопорной арматуры и
ее обетонирования. Наращивание вы
полняют из монолитного железобе
тона рис. 62,
оно может быть од
носторонним, двусторонним, трехсто
ронним рубашка и
четырехсторон
ним обойма. При одно
-

и двусто
роннем наращивании увеличивается
ширина или высота сечения, при трех
-

и четырехстороннем


шири
на и высота.
Разумеется, при этом увеличивается и армирова
ние.

Для включения в совместную работу необходимо обеспечить сцеп
ление нового
бетона со старым, т. е. выполнить насечку на поверхнос
ти старого бетона, тщательно
очис
тить ее промыть водой или продуть сжатым воздухом и увлажнять в те
чение
1...1,5 час.
перед бетониро
ванием, не оставляя луж воды. Осо
бо тщательно следует
выполнять на
сечку на гладких гранях, соприка
савшихся с опалубкой, а очистку по
-
верхности


в местах, где имеются масляные пятна и сильное загряз
нение.






6.16. Как рассчитывают нара
щённые сечения?


К сожалению, полной ясности в этом вопросе нет за исключением двух
нижеприведенных случаев, по
скольку почти все эксперименталь
ные исследования
проводились на опытных образцах, полностью
раз
груженных до начала усиления.
Оче
видны только две крайние ситуации: а при условии предварительного снятия
всей полезной нагрузки на
ращённое сечение будет работать как единое монолитное,
расчет которого ведется обычными метода
ми с поправками на р
азные классы
арматуры и бетона, б если на уси
ливаемую конструкцию действует полная нагрузка,
то наращивание смысла не имеет. Для промежуточ
ных положений практические
мето
ды расчета отсутствуют. Некоторые справочники, правда, рекомендуют
поступать след
ующим образом: если в момент наращивания нагрузка превышает 65%
расчетного значе
ния, то расчетное сопротивление бетона и арматуры наращённой
части принимается с коэффициен
том 0,8, если не превышает, то с коэффициентом 1,0.

В действительности, дело обсто
ит сложнее, т. к. важную роль будет играть то,
к какому типу относится нормальное сечение усиливаемой конструкции к "слабо
-
" ,
"нормаль
но
-
" или "переармированному", каков предел текучести у старой и новой
растянутой арматуры, како
ва доля оставшейся наг
рузки от полной, есть ли трещины в
суще
ствующей конструкции и т.д.

Рассмотрим влияние только од
ного из перечисленных факторов. Если в
существующей изгибаемой конструкции трещины отсутствуют, то напряжения в ее
растянутой ар
матуре не превышают 20...30 МП
а. В этом случае можно допустить
хотя и с большой натяжкой, что старая и новая арматура начнут работать "с нуля".
Однако и здесь возмож
ны разные варианты. Например, если классы арматуры
одинаковы, то в расчет их можно вводить с одинаковым расчетным с
опротивле
нием.
Если классы разные напри
мер, у старой А
-
1, а у новой
A
-
III
, то в момент
достижения старой ар
матурой расчетного предела теку
чести напряжения в новой
будут не более 60% ее расчетного со
противления. Если новая растяну
тая арматура
устано
влена в попе
речном сечении не в одном уров
не, а ниже старой, то напряжения
в ней будут более высокими. Еще сложнее решать задачу, если в кон
струкции уже
имеются трещины или если усиливаемое сечение "переармировано".


6.17. Как можно наращивать сечение б
алок при действии пол
ной нагрузки?


Можно наращивать с помощью предварительного напряжения до
полнительной
внешней растянутой стержневой арматуры. Для этого в двух местах по длине балки
вскры
вают рабочую арматуру рис 63, к ней в одном конце приварива
ют через
прокладки дополнительную арматуру, которую удлиняют за счет нагрева сильным
электрическим то
ком и в нагретом состоянии прива
ривают другой конец. После осты
-
вания в дополнительной арматуре возникает растягивающее усилие, которое
передается на бал
ку в виде сжимающей силы Р за вычетом по
терь напряжений,
приложенной, к рабочей арматуре. В результате в балке возникает изгибающий мо
-
мент обратного знака и происходит ее частичное разгружение. Контроль усилия
осуществляется по удлине
нию нагреваемых с
тержней, при этом температура нагрева
не долж
на превышать 350...400°С.

Этот способ имеет ряд ограни
чений. Во
-
первых, сварка ослабляет сечение
арматуры, поэтому расчет
ную площадь ее сечения снижают на 25% по сравнению с
номиналь
ной. Во
-
вторых, приварива
ть допол
нительную арматуру можно только к
такой рабочей арматуре, которая заведена за грани опор, а не об
рывается в пролете и
не отгибается в верхнюю зону. В
-
третьих, таким способом можно усиливать только
балки и ребристые плиты, выполнен
ные без предвар
ительного напряже
ния иначе
при сварке произойдет разупрочнение напрягаемой арматуры и потеря в ней
предваритель
ного напряжения. Несмотря на это, подобный способ весьма эффекти
-
вен, особенно при усилении моно
литных балок перекрытий, в т.ч. мно
гопролет
ных.



6.18. Можно ли наращивать сечение балок внешней армату
рой без ее
предварительного на
пряжения?


Можно, при условии разгружения железобетонных балок


час
тичного или
полного. Однако, если внешнюю арматуру закрепить только по концам, то при
увеличе
нии вос
становлении снятой нагрузки на
пряжения
Os

в арматуре будут малы,
поскольку они определяются общим удлинением нижней грани балки всего
усиленного участка рис. 64, а. Поэтому арматуру нужно дополни
тельно приварить к
существующей рабочей арматур
е в нескольких про
межуточных точках через
прокладки. Тогда напряжения в ней при восстановлении нагрузки будут оп
-
ределяться удлинениями нижней гра
ни на небольших участках, т. е. сту
пенчато
возрастать по мере прибли
жения к опасному сечению рис. 64, б
).





6.19. Насколько эффективно усиление плит набетонкой?


Набетонка


это одностороннее наращивание сечения сверху. Сама
технология производства работ под
разумевает снятие всей полезной нагрузки с
усиливаемой плиты, по
этому усиленная конструкция раб
о
тает как монолитная.
Набетонка уве
личивает плечо внутренней пары сил, следовательно, увеличивает и
несу
щую способность плит. Например, если на плиту толщиной 80 мм сде
лать
набетонку толщиной 30 мм, то несущая способность вырастет в 1,4...1,5 раза. Одн
ако
подобный оп
тимистический результат возможен только при условии идеального
сцеп
ления нового бетона со старым, т.е. при отсутствии взаимного сдвига сло
ев, что
обеспечивается комплексом подготовительных мероприятий см. вопрос 6.15.



К сожалению, дал
еко не всем строителям можно довериться в обеспечении
должного качестве этих работ. Если все указанные мероп
риятия не выполнить, то
сцепление не будет обеспечено, и общая не
сущая способность будет опреде
ляться из
условия совместных дефор
маций набетонки

и плиты как от
дельных слоев см. вопрос
6.6, что резко снизит их суммарную несу
щую способность. Поэтому опытные
проектировщики не без оснований предусматривают установку в суще
ствующие
плиты вертикальных шты
рей арматурных коротышей с оп
ределенным
шагом в
обоих направ
лениях, которые, работая как наге
ли, препятствуют сдвигу нового слоя
относительно старого. В результате простота подобного усиления ста
новится
сомнительной. Есть и дру
гой способ, так же надежно обес
печивающий совместную
работу стар
ого и нового слоев бетона,


просверливание с определенным ша
гом
отверстий в старом слое, кото
рые затем заполняются бетоном нового слоя, что, в
итоге создает шпоночные соединения, препятству
ющие сдвигу.

Не следует также забывать о том, что толщина набет
онки в реальном
исполнении колеблется в широких пределах с отклонениями, как пра
вило, более ±10
мм, в связи с чем проектную толщину набетонки при
ходится назначать обычно не
ме
нее 50 мм. А это


не только уси
ление, но и существенное утяжеле
ние плит,
следовательно, и увели
чение нагрузки на все ниже распо
ложенные конструкции,
вплоть до фундаментов. Кроме того, новый слой бетона необходимо армиро
вать
сетками


не для обеспече
ния прочности, а для уменьшения вредного влияния
усадки. В силу всех этих пр
ичин набетонку следует при
менять тогда, когда другие
способы усиления оказываются неприемле
мыми.


6.20. Как усиливают пустотные плиты перекрытий?


Усиливать пустотные плиты одной набетонкой не всегда целесообраз
но,
потому что у них тонкая полка, в котор
ую невозможно установить вертикальные
штыри или устроить бетонные шпонки см. вопрос 6.19. Если позволяют условия,
можно в пролете плит подводить дополнитель
ные опоры в виде поперечных сталь
ных
балок, опирающихся на стойки или подкосы, т.е. превратить п
литы из однопролетных
в двух
-

или трехпролетные. Однако при подведении опор выполнять частичное
разгружение плит следует продуманно, па
мятуя об отсутствии продольной ар
матуры
в верхней полке см. вопрос 6.3 и об отсутствии поперечной арматуры в средней
части пролета, т.е. там, где появляются дополнительные опорные реакции.

Более эффективный способ


дополнительное армирование час
ти пустот плоскими
каркасами и пос
ледующее их заполнение бетоном с одновременным устройством на
-
бетонки рис. 65, а. Такое у
силение позволяет одновременно увеличить армирование
и рабочую высоту се
чения. При этом площадь контакта старого и нового бетона по
срав
нению с обычной набетонкой ста
новится намного большей, и, чтобы обеспечить
их совместные дефор
мации, достаточно конт
актные по
верхности усиливаемой плиты
тща
тельно очистить продуть сжатым воз
духом, промыть струей воды и хоро
шо
увлажнить, не оставляя луж воды.

Расчет усиленной конструкции выполняют из условия суммарного усилия в
растянутой арматуре и со
ответствующе
й ему высоты сжатой зоны, а сумму моментов
удобнее принимать относительно середины новой высоты сжатой зоны. Посколь
ку
работы по усилению подобным способом выполняются при отсут
ствии полезной
нагрузки, частичное разрушение полок усиливаемых плит и, соотв
етственно,
временное ос
лабление их несущей способности опасности не представляет.

Если недостаточность несущей способности типовых пустотных плит
выявляется еще в процессе проек
тирования, то усиление можно осу
ществить более
простым способом


с помощью
сборно
-
монолитной конструкции рис. 65, б, где
моно
литная часть представляет собой ребристую плиту, работающую со
вместно с
пустотной. Таким же спо
собом можно усилить и сборные ребристые плиты. Расчет
прочнос
ти усиленной конструкции можно выполнять при
ближенно в запас


суммированием несущих способно
стей сборных и монолитных плит. Усиленные
пустотные плиты можно рассчитывать как монолитную кон
струкцию при условии,
если на бо
ковых поверхностях сборных плит имеются круглые вмятины для об
-
разования шп
онок, а контактные поверхности очищены и увлажне
ны.




6.21. Как усиливают фермы?


Схемы усиления зависят от по
ставленной задачи и конструкции ферм. Если в
неблагополучном со
стоянии находятся отдельные эле
менты, то и усиливать их можно
по отдельности.

Растянутые стойки и раскосы чаще всего усиливают
преднапряженными затяжками см. вопрос 6.11, сжатые элементы


стальными
обоймами
-
распорками см. вопрос 6.22, опорные и про
межуточные узлы


внешними хо
мутами см. вопрос 6.13. Для ферм с параллельным
и поясами весьма
эффективной усиливающей конст
рукцией является шпренгель, рас
полагаемый по
линиям нисходящих растянутых опорных раскосов и средних панелей нижнего
пояса. В тех случаях, когда требуется зна
чительное увеличение несущей способности
ферм 
например, при аварийном состоянии или необхо
димости подвески тяжелого
обору
дования, их усиливают с помощью дополнительных металлических ферм,
устанавливаемых с боков. В усиливающих фермах целесообраз
но создать
преднапряжение, подоб
ное преднапряжению с
тальных балок см. вопрос 6.7.


6.22. Как усиливают колонны и простенки?


Усиливают стальными рис. 66, а или железобетонными рис. 66, б обоймами.
Каменную кладку иног
да усиливают также и армированными штукатурными
обоймами. Же
лезобетонные колонны кр
айних ря
дов у которых 4
-
стороннее нара
-
щивание не всегда возможно осу
ществить вместо обойм усиливают рубашками, а
колонны, работающие на внецентренное сжатие с боль
шими эксцентриситетами,
усилива
ют также односторонним или дву
сторонним наращиванием,
подобно
изгибаемым элементам см. вопрос 6.15.


Обоймы выполняют двойную функцию: сдерживают поперечные

деформации усиливаемого элемен
та, т. е. повышают его прочность на сжатие за счет
объемного напря
жения, и воспринимают часть вер
тикальной нагрузки
, т. е. частично
разгружают усиливаемый элемент. Функцию сдерживания поперечных деформаций
выполняют планки стальных обойм и поперечная ар
матура хомуты железобетонных
обойм, функцию восприятия верти
кальной нагрузки


соответствен
но вертикальные
уголки

и бетон с продольной вертикальной армату
рой.

Степень объемного напряжения можно повысить, если в планках со
здать
предварительное напряжение натяжными гайками, электронагре
вом, попарным
стягиванием. Пред
варительным напряжением можно также повысить
и степень
включе
ния в работу вертикальных уголков стальных обойм.

Одним из самых простых спосо
бов такого преднапряжения являет
ся установка
заранее перегнутых уголков с последующим их выпрям
лением за счет
горизонтального стягивания рис. 67. После выпр
ямле
ния уголки превращаются в
распор
ки и в них возникает сжимающее усилие
,

на
величину которого происходит разгружение колонны. Здесь 0,9


ко
эффициент
условий работы, учиты
вающий потери напряжений от обмятия, А
sc



суммарная
пл
ощадь по
перечного сечения уголков,
i

=
tgα
. Приведенная формула справедлива,
разумеется, только при наличии на
дежных упоров в торцах уголков с самого начала
их стягивания. По
добным способом эффективно уси
ливать колонны, работающие как
с малыми 
а
, так

и с большими б эксцентриситетами.

При усилении колонн многоэтаж
ных зданий следует помнить о том, что
нижние реакции распорок на промежуточных этажах создают до
полнительные
нагрузки на нижеле
жащие перекрытия, поэтому усиле
ние нужно выполнять, начиная

с самых нижних колонн.




6.23. Как рассчитывают уси
ление железобетонных колонн обоймами?


При усилении стальными обой
мами последние рассматривают как
самостоятельные конструкции, в ко
торых несущими элементами явля
ются
вертикальные уголки, а план
ки
играют ту же роль, что и планки стальных решетчатых
колонн. Ины
ми словами, положительным влияни
ем планок на поперечные дефор
-
мации бетона усиливаемой колон
ны пренебрегают.

Наибольший эффект усиления достигается при использовании
преднапряженных обойм
-
ра
спорок, кото
рые можно использовать без разгружения
колонн см. вопрос 6.22. Проектируя их, следует, однако, помнить о том, чтобы
усилие
N
sp

не продавило опорные поверхности перекрытий покрытия и не оторва
ло
от колонны сами перекрытия по
крытие, и о
том, что стадия монта
жа стягивания
вертикальных угол
ков является наиболее невыгодной в работе распорок, так как
уголки еще не соединены планками и их гибкость велика.

При отсутствии преднапряжения стальные обоймы имеет смысл при
менять
только при услов
ии частич
ного или полного разгружения ко
лонн что далеко не
всегда возмож
но осуществить и при условии плот
ной подклинки зазоров между кон
-
цами уголков и опорными поверх
ностями. Тогда при действии допол
нительной
нагрузки уголки следует рассчитывать н
а основе равенства их продольных
деформаций с дефор
мациями железобетонной колонны точнее всего


совмещая
диаграм
мы сжатия стали и бетона данного класса. Понятно, что чем меньше
нагрузки снято с колонны, тем мень
ше напряжения в уголках обоймы, тем мен
ее
эффективно работает обойма.

При усилении железобетонными обоймами поперечное сечение, если
пользоваться рекомендациями справочников весьма спорными, приведенными в
ответе 6.16, мож
но рассчитывать как монолитное с соответствующими
коэффициентами услов
ий работы бетона и арматуры наращённой части и с
поправками на разные классы бетона старой и новой частей сечения.


6.24. Как рассчитывают ка
менные колонны и простенки, уси
ленные обоймами?


При усилении каменных колонн и простенков поперечная армату
ра и

планки
играют куда более заметную роль, чем при усилении железобетонных колонн. Это
выз
вано, с одной стороны, большей деформативностью каменной клад
ки, а с другой


более основа
тельными экспериментальными ис
следованиями, выполненными еще
на рубеже 194
0
-
50
-
х гг. В расчет
ные формулы несущей способнос
ти усиленной
кладки см. "Посо
бие по проектированию каменных и армокаменных конструкций",
М., 1989 входят два главных слагае
мых


несущая способность клад
ки и несущая
способность верти
кальных элементов

обоймы угол
ков или бетона с продольной ар
-
матурой.

Несущая способность кладки зависит от марки кирпича и ра
створа, от наличия
в ней дефектов и повреждений и от объемного про
цента внешнего поперечного арми
-
рования планок или хомутов. На
пример, при
наличии поперечных планок сечением
5 х 60 мм с ша
гом по высоте 500 мм объемный процент армирования 0,47% проч
-
ность колонны сечением 510x510 мм из кирпича марки 75 на ра
створе марки 50
повышается на 62%. Однако с увеличением попе
речного армирования ег
о влияние
затухает. В том же примере увели
чение сечения планок или умень
шение их шага
вдвое дает допол
нительное повышение расчетного сопротивления кладки всего на
19%.

Несущая способность вертикаль
ных элементов обоймы зависит от площади их
сечения, кла
сса мар
ки стали и бетона и от способов закрепления концов обоймы.
Если оба конца уперты в соответствую
щие конструкции, т. е. нагрузка с
вышележащих конструкций непос
редственно передается на обойму, а с нее на
нижележащие конструк
ции, то расчетное соп
ротивление вертикальных уголков и
продольной арматуры принимается с коэффици
ентом 0,85, а бетона


с коэффи
-
циентом 1,0. Если уперт только один конец, то с коэффициентами соот
ветственно 0,6
и 0,7, если непос
редственной передачи нагрузки нет, то соответс
твенно 0,2 и 0,35. В
пос
леднем случае продольные напря
жения в вертикальных элементах обойм
образуются благодаря совме
стным деформациям за счет сил сцепления или трения с
поверхно
стью кладки.




6.25. Как передать часть на
грузки непосредственно на ве
р
тикальные уголки
стальных обойм?


Передавать нагрузку удобнее всего через горизонтальные упор
ные уголки,
которые через тонкий выравнивающий слой раствора сле
дует плотно прижать к
опорным по
верхностям соответствующих конст
рукций


балок, перемычек,
фун
-
даментов и т. п., а затем приварить к вертикальным уголкам рис. 68.

Однако возможности передавать нагрузку на вертикальные уголки
существенно ограничены, о чем все
гда следует помнить. Во
-
первых, при усилении
промежуточных колонн многоэтажных зданий
нагрузка от уголков будет
передаваться на ни
жележащие перекрытия. Для такой передачи должна быть
уверенность в том, что эти перекрытия в состоя
нии воспринять дополнительную
нагрузку. Во
-
вторых, чтобы передать хотя бы часть нагрузки, необходимо эту часть
с
перекрытия покрытия предварительно снять.

Наконец, в многоэтажных здани
ях, чтобы загрузить уголки обоймы нижнего
этажа, мало разгрузить пе
рекрытия всех этажей, нужно еще усилить обоймами все
выше распо
ложенные колонны, уголки которых будут передават
ь по цепочке нагруз
-
ку на нижнюю обойму. Если обой
мы на выше расположенных колон
нах не
установить, то на уголки ниж
ней колонны будет передаваться только та часть
нагрузки, которая была временно снята с перекрытия одного нижнего этажа. В силу
пере
числен
ных причин использовать в полной мере несущую способность
вертикальных уголков без их пред
варительного напряжения удается крайне редко.




6.26. Всегда ли поперечные планки стальных обойм эффектив
но сдерживают
поперечные де
формации каменных колонн и пр
остенков?


Нет, не всегда. Если вертикаль
ные уголки неплотно и неравномер
но прижаты к
поверхностям усиливаемого элемента, то последний имеет возможность
беспрепятствен
но деформироваться в поперечном направлении до тех пор, пока не
исчезнет зазор,


толь
ко тогда план
ки начнут вступать в работу. При таком качестве
исполнения к со
жалению, не редком проку от уси
ления почти нет. Поэтому при уси
-
лении стальными обоймами всегда необходимо предусматривать мероп
риятия,
заставляющие планки не
медленно включа
ться в работу.

Одним из них может быть при
жатие уголков инвентарными струб
цинами до
начала приварки к ним планок, другим


предварительное напряжение планок
электронагревом или натяжными гайками в после
днем случае планками являются
круглые стержни с ре
зьбой на од
ном конце. При этом между повер
хностями уголков
и усиливаемой кон
струкции следует проложить вырав
нивающий слой раствора.
Данные требования особенно относятся к усилению каменных или бетонных
простенков, образуемых в существу
ющих стенах при

устройстве в них новых
проёмов. При пробивке та
ких проемов перфораторами отбой
ными молотками
образуются "рва
ные" края, зазоры между уголками и поверхностями простенков
дости
гают нескольких сантиметров и стальная обойма, по существу, ста
новится лишь

декорацией. Поэтому новые проемы в стенах следует не пробивать, а прорезать
дисковой пилой.

Далее, при редком расположе
нии планок разрушение усиливае
мого элемента
может произойти в промежутках между ними. Поэтому планки по высоте необходимо
располагать
с шагом не более 500 мм и не более наименьшего размера поперечного
сечения усиливаемого элемента.

Наконец, с увеличением шири
ны простенков влияние планок, рас
положенных
по коротким сторонам сечения, уменьшается. Поэтому, если ширина простенка
превышает е
го толщину в два раза и более, то длинные планки необходимо стяги
вать
попарно болтами, которые иг
рают роль внутренних планок рис. 69. Их пропускают
через отверстия в кладке с шагом не более 0,75 м по высоте и не более двойной тол
-
щины простенка но не
более 1 м по ширине.




6.27. Какую ошибку допуска
ют при усилении простенков, об
разуемых в
результате устройства новых проемов?


После устройства в стене ново
го проема, неподалеку от существу
ющего,
простенок, расположенный между ними, часто оказывает
ся пе
регруженным, и в
проекте реконст
рукции предусматривают его усиле
ние обоймой. Однако усиление,
как правило, выполняют уже после уст
ройства нового проема, допуская тем самым
грубейшую ошибку, посколь
ку усиливают уже перегруженный а то и аварийный

простенок. Чтобы подобная ошибка не привела к ро
ковым последствиям,
проектировщи
кам следует разрабатывать в про
екте комплекс противоаварийных мер,
включая устройство временных разгружающих конструкций до на
чала пробивки
проема.


6.28. Как усиливают ст
ыки ко
лонн со стаканными фундамента
ми?


Типичный дефект стыков колонн со стаканными фундаментами опи
сан в
вопросе 1.2. Исправить этот дефект


значит восстановить жес
ткость узла
сопряжения указанных конструкций. Делается это обычно с помощью наращивани
я
фунда
мента рис. 70. Размеры наращённой части, класс бетона и армиро
вание
определяются изгибающими моментами и поперечными силами в заделке. Для
надежной передачи усилий наращённая часть должна иметь хорошее сцепление с
повер
хностью колонны и существ
ующего фундамента см. вопрос 6.15.



6.29. Как усиливают места опирания конструкций?


Под опорами балок, ригелей, лестничных площадок, перемычек и т.п.
конструкций возникают напря
жения смятия в ниже расположен
ных элементах


стенах, простен
ках, колон
нах. При перегрузке опор
ных площадок усиление
выполняют одним из двух способов: уменьша
ют напряжения смятия или повыша
ют
прочность материала бетона, каменной кладки на смятие. В пер
вом случае часть
нагрузки передают на дополнительные опоры


на
приме
р, в виде стальных стоек,
зак
репленных от потери устойчивости рис. 71, а. Чтобы дополнительная опора
включилась в работу, нужно не только устранить зазор между опорными
поверхностями, но еще и временно снять соответствующую часть нагрузки с
существующей

опо
ры. Если сделать это невозможно, то дополнительную опору
следует вы
полнять преднапряженной см. воп
рос 6.22 и рис. 67, б. Во втором случае
усиливают верхние части оголовки колонн и простенков стальными реже
железобетонными обоймами с предварите
льным напря
жением хомутов рис. 71, б.


6.30. Как усиливают консоли железобетонных колонн?


Усилить консоль


это значит уменьшить напряжения в ее гори
зонтальной
растянутой арматуре и увеличить несущую способность наклонной сжатой полосы
бетона см. воп
рос 5.13. Наиболее простой и надежный способ решения этой задачи


усиление стальной обой
мой с предварительно напряженны
ми горизонтальными
хомутами. Хо
муты, сжимая консоль по горизон
тали, во
-
первых, частично разгружа
ют
рабочую арматуру, во
-
вторых, по
вышают прочность сжатого бето
на и, в
-
третьих,
сами являются до
полнительной рабочей арматурой при увеличении нагрузки после
уси
ления. Как установлено эксперимен
тальными исследованиями, за счет обжатия
несущая способность кон
соли на действие поперечно
й силы опорного давления
возрастает на величину 0,7
N
sp
, где N
sp



суммар
ное усилие преднапряжения хому
тов.
Предварительное напряжение хомутов можно создать затягивани
ем гаек рис. 72,
попарным их стя
гиванием рис. 71, б или электро
нагревом.


6.31.

Что делать при недоста
точной глубине опирания конст
рукций?


Во избежание обрушения кон
струкций балок, ригелей, плит не
обходимо
увеличить площадь их опо
ры. При опирании конструкций на стены или
непосредственно на ко
лонны а не на их консоли, можно

использовать схему,
показанную на рис. 71, а. При опирании плит на ригели балки, фермы и ригелей на
консоли колонн наибольшее распро
странение ввиду своей простоты и ясности
расчетной схемы нашло "ко
ромысло"


небольшая стальная балка, к концам которой

подвеше
ны дополнительные опоры из угол
ков или швеллеров рис. 73. Такая
конструкция явля
ется не только противоаварийной, но и разгружающей, т.к. при
затягивании гаек происходит предварительное напряжение подвесок, а вме
сте с этим
и частичное разгруже
ние существующих опор. Этим же способом можно подкреплять
и плиты перекрытий, опирающиеся на внутренние стены с двух сторон. При
опирании же
лезобетонных конструкций только с одной стороны уси
ление выглядит
несколько сложнее: дополнительную опору подвешив
а
ют к наклонным или
отогнутым под
вескам, которые закрепляют на бо
лее мощной конструкции


колон
не
при усилении опор ригеля, ри
геле при усилении опор плиты и т. п.





6.32. Для чего нужен подсти
лающий слой раствора при кон
такте металла с
бе
тоном?


При "сухом" контакте усилие давление передается не на всю поверхность, а
на отдельные высту
пы и неровности, всегда имеющие
ся на поверхности не только
бето
на, но и прокатного не фрезеро
ванного металла. В результате боль
ших местных
напряжени
й эти высту
пы сминаются и стык становится податливым. Подстилающий
слой раствора выравнивает поверхности и позволяет распределить усилие по всей
площади контакта, т. е. выров
нять контактные напряжения. Но слой раствора должен
быть очень тонким, что обычн
о достигается силь
ным прижатием стальной опорной
площадки, в результате которого лишний раствор выдавливается. При толстом слое
раствор превращает
ся в самостоятельный несущий эле
мент, относительно низкая
проч
ность которого определяет и проч
ность всего

стыка.


6.33. Как усиливают стены при отсутствии их анкеровки в перекрытиях?


Обычно усиливают горизонталь
ными тяжами, расположенными под полом и
закрепленными на наруж
ных поверхностях стен рис. 74, а. Для выборки слабины и
своевремен
ного включения
в работу тяжи пред
варительно натягивают с помощью
резьбовых муфт реже с помощью гаек, расположенных снаружи стен. Для
уменьшения напряжений смя
тия в кладке стен усилия на концах тяжей следует
передавать через распределительные плиты стальные пластины
, а сами тяжи
должны быть надежно защищены от коррозии, особенно на участках, расположен
ных
в толще наружных стен.

Такое решение, однако, имеет существенные недостатки. В одно
слойных
наружных стенах тяжи со
здают "мостики холода", поэтому стены в этих ме
стах
необходимо сна
ружи дополнительно утеплять. В со
временных же многослойных
наруж
ных стенах устройство подобных тя
жей вообще проблематично, по
скольку
сопряжено с разборкой и последующим восстановлением утепляющего и отделочного
слоев. Кроме того, из
-
за наличия муфт и невозможности просверлить отвер
стия
вплотную к верхним граням плит перекрытий тяжи приходится распо
лагать
сравнительно высоко над пли
тами.

В этих условиях предпочтитель
нее применять конструкцию, пока
занную на
рис. 74, б, с использов
а
нием самоанкерующихся распорных болтов для наружных
стен и стяж
ных болтов для внутренних. Болта
ми закрепляют отрезки прокатных
уголков, к горизонтальным полкам которых приваривают тяжи и соеди
няют их с
монтажными петлями плит или балок. Суть конструкц
ии сохра
няется и при
отсутствии монтажных петель, меняются лишь некоторые детали.





6.34. В каких случаях целесо
образно применять контрфорсы?


Контрфорсы целесообразно при
менять для относительно невысоких зданий,
когда наружные стены уг
рожающе накре
нились при условии, если снаружи есть
место для раз
мещения контрфорсов и когда пос
ледние не наносят ущерба архи
-
тектуре здания. Наиболее распро
страненная ошибка при устройстве контрфорсов


возведение их на фундаментах мелкого заложения: тогда в резул
ьтате морозного
пуче
ния грунта сами контрфорсы могут приобрести опасные крены.

Еще одна область применения контрфорсов


усиление стен под
вала при
выдавливании последних см. вопрос 4.15. Внутренние кон
трфорсы


а ими могут
служить и дополнительные поп
еречные стены


здесь не только препятствуют вы
-
давливанию наружных стен, но и изменяют их расчетную схему


из однопролетных
вертикально ориен
тированных балок превращают в плиты, опертые по контуру, что
по
зволяет уменьшить в них изгибаю
щие моменты.


6.
35. Как следует усиливать стены бескаркасных зданий при неравномерных
деформациях ос
нования?


При неравномерных деформаци
ях основания стены работают как каменные балки,
опорами которых служат непросевшие участки грун
та основания рис. 75, а, в
резуль
т
ате чего в стенах образуются тре
щины вертикального или наклонно
го
направления см. вопрос 5.16. Конечно, в первую очередь следует выявить причину
неравномерных деформаций чаще всего ей являет
ся замачивание грунта от неисправ
-
ных коммуникаций, отсутств
ия водо
отвода и т.п. и, если без дорогос
тоящего
усиления основания или фундаментов можно обойтись, то достаточно ограничиться
усилением стен.

Обычно стены усиливают гори
зонтальными тяжами круглого сече
ния в уровне
перекрытий, которые играют роль растя
нутой арматуры. Для выборки начальной
слабины их подтягивают с помощью промежу
точных муфт и концевых гаек рис. 75,
а. Однако тяжи такой конструк
ции раскрытию трещин препятству
ют слабо


так же,
как и арматура, закреплённая по концам желе
зобетонной ба
лки и не имеющая
сцепления с бетоном. Например, при длине здания
l
40 м раскрытие в стене трещины
шириной
а
crc

-

10 мм вызовет напряжение
σ
s

в тяжах всего 50 МПа, а чтобы
напряжения достигли расчетного сопротивления стали марки С235, трещина долж
на
быть з
ияющей 50 мм.

Повысить напряжения в тяжах и, тем самым, более эффективно сдер
жать
развитие трещин можно, если создать "сцепление" тяжей со сте
нами, т.е. закрепить их
и прижать к стенам в нескольких местах по дли
не


чем чаще, тем лучше рис. 75, б.
Т
огда в опасных местах


на участках, где имеются трещины,


в тяжах возникнут
самые высокие напряжения
σ
s
, а значит, и самые большие усилия, которые будут
сдер
живать дальнейшее развитие тре
щин. Механизм работы подобных тяжей


тот
же, что и механизм рабо
ты внешней арматуры, прикреп
ленной к существующей в
несколь
ких точках см. вопрос 6.18. В каче
стве крепежных элементов лучше всего
использовать самоанкерующиеся распорные болты сквозные бол
ты требуют
внешнего утепления.




Приложенные файлы

  • pdf 1736323
    Размер файла: 2 MB Загрузок: 1

Добавить комментарий