4.6. Конструкции элементов каркаса

Колонны. Колонны многоэтажного каркасного сооружения являются основными конструктивными элементами каркаса. Они воспринимают и передают на фундамент в основном вертикальные нагрузки, но участвуют также в восприятии моментов от ветровой нагрузки. В пределах этажа участок колонны работает на сжатие, иногда с изгибом в одной или двух плоскостях. По сравнению с продольным усилием вклад изгибающих моментов в напряженное состояние колонны обычно мал, поэтому ее чаще всего рассчитывают на центральное сжатие. Поскольку колонны

Рис. 4.20. Типы сечений колонн многоэтажных зданий:
а - двутавровые; б - замкнутые; в - крестовые; г - полые прокатные; д - сквозные

могут терять устойчивость в двух направлениях, то расчетным является направление с меньшей жесткостью и, следовательно, для колонн более выгодны поперечные сечения, моменты инерции которых одинаковы относительно обеих осей. Профили, имеющие существенные различия в моментах инерции, могут быть использованы только тогда, когда их устойчивость в плоскости меньшей жесткости обеспечена защемлением в уровне перекрытия или дополнительными закреплениями по высоте. Применяемые типы сечений колонн показаны на рис. 4.20.

Двутавровые профили (рис. 4.20, а ) - самая распространенная форма сечения колонн в многоэтажных зданиях. Она особенно удобна при необходимости крепления к колоннам балок перекрытий в двух направлениях, так как все элементы двутавра доступны для организации опорных узлов. В зависимости от действующих усилий используют как прокатные двутавры с параллельными гранями полок модификации К (колонный), так и сварные двутавры из листовой стали толщиной до 60 мм. Применение колонн двутаврового поперечного сечения позволяет использовать их внутригабаритное пространство для проводки инженерных коммуникаций (рис. 4.21).

Прямоугольные коробчатые профили (рис. 4.20, б ) применяют при больших продольных усилиях и изгибе в обоих направлениях или при большой свободной длине колонны, имеющей ограниченное поперечное сечение. Площадь поперечного сечения в этих профилях можно регулировать путем изменения толщины листа. Благодаря ровным наружным плоскостям возможно использование таких колонн без облицовки. При больших нагрузках иногда рационально применять сплошной квадратный

Рис. 4.21. Примеры расположения инженерных коммуникаций в габаритах сечения колонн:
а, б - двутаврового сечения; в - сквозного сечения

профиль (сляб), который обладает высокой степенью огнестойкости при небольших габаритных размерах. Сечение из двух спаренных швеллеров пригодно только при относительно небольших нагрузках.

Крестообразные профили (рис. 4.20, в ) благодаря полной симметрии поперечного сечения рационально применять для колонн при наличии в них изгибающих моментов в обоих направлениях. Крестовые сечения использованы в каркасе высотной части МГУ, что позволило одинаково решать узлы примыкания ригелей разного направления в плане.

Полые прокатные профили (рис. 4.20, г ). Круглые трубы выгодны с расчетной точки зрения, так как они имеют во всех направлениях одинаковые моменты инерции. Трубы с одинаковыми внешними размерами могут воспринимать различные нагрузки благодаря изменению толщины стенки. Так как стоимость труб в 3...5 раз выше стоимости листового проката и двутавров, то их применение в большинстве случаев оказывается дороже, чем колонн из коробчатых профилей. Использование полых прокатных профилей может стать эффективным при заполнении их бетоном.

Сквозные колонны в современном строительстве многоэтажных зданий практически не применяют, так как они менее компактны и более трудоемки в изготовлении и монтаже. Однако они могут быть с успехом использованы при строительстве каркаса многоэтажного здания, если предполагается прокладка инженерных коммуникаций между ветвями колонны (рис. 4.21, в ).

Толщину листов в составных сечениях принимают обычно не более 60 мм, а отношение габаритов сечения к расчетным длинам h /l x , b /l y не менее 1/15, чему соответствуют гибкости 40...60 (в зависимости от типа сечения).

Отношение ширины и высоты сечения и его ориентацию в плане следует выбирать с учетом условий работы и компоновки всей конструктивной системы. Например, в обычной рамной системе плоскость наибольшей жесткости двутавровых колонн направляют вдоль узкой стороны здания, в системе с внешней пространственной рамой эту плоскость совмещают с плоскостью рамной грани.

Расчет колонн производят по общим правилам (см. § 6.4 и п. 6.7.7 ), при этом коэффициенты расчетной длины для колонн рамных каркасов определяют по формулам табл. П6.1, а для связевых каркасов по формуле

μ = √

1 + 0,46(p + n ) + 0,18pn

1+ 0,93(p + n ) + 0,71pn

, (4.18) где p и n принимают равными: для верхнего этажа для среднего этажа p = 0,5(p 1 + p 2); n = 0,5(n 1 + n 2); для нижнего этажа р = р 1 + р 2 ; п = 0,5(п 1 + n 2). Значения р 1 , р 2 , n 1 , п 2 определяют по табл. П6.1.

Стыки колонн решают в зависимости от соотношения между величиной нормального усилия и момента в месте стыка. Если эксцентриситет е = M/N не превышает ядрового расстояния p = W/A , то стык выполняют как для центрально сжатой колонны (см. рис. 6.56, б ), как правило, с предварительной фрезеровкой торцов. При этом монтажные уголки устанавливают только на стенке, чтобы не портить внешний вид колонны. Такой стык можно использовать также при небольших эксцентриситетах, превышающих ядровое расстояние, проверив прочность монтажных уголков и их креплений на растягивающее усилие от момента. При больших эксцентриситетах используют стыки с накладками (см. рис. 6.56, в ). Применение фланцевых стыков затруднено необходимостью скрывать выступы фланцев в облицовке колонны, в стене или в конструкции пола, но в последнем случае стык оказывается размещенным в непосредственной близости от узла сопряжения ригеля с колонной, т.е. в месте с большим изгибающим моментом.

Базы колонн. В каркасах многоэтажных зданий, как правило, применяют базы для безвыверочного монтажа колонн (рис. 4.22, а ). Плиту базы (обычно из слябов) с фрезерованной или строганной верхней поверхностью устанавливают на фундамент по разбивочным осям, ориентируясь на риски 2 , выверяют с помощью установочных болтов 3 и подливают цементным раствором.

При относительно малых изгибающих моментах, когда анкерные болты 4 не работают или испытывают небольшие растягивающие усилия,

Рис. 4.22. Базы колонн:
a - с конструктивными анкерными болтами; б, в - с расчетными анкерными болтами; 1 - плоскость фрезерования; 2 - установочная риска; 3 - установочный болт; 4 - анкерный болт; 5 - шайба; 6 - подливка

их ставят конструктивно и крепят к колонне через ребро или уголковые коротыши.

Базы колонн с расчетными анкерными болтами (рис. 4.22, б, в ) проектируют в соответствии с указаниями п. 6.8.5 .

Балки и ригели. Балки и ригели перекрытий работают преимущественно на изгиб. Продольные силы в ригелях и балках, как правило, незначительны и появляются от горизонтальных нагрузок, передаваемых через балку от наружной стены к диафрагме, стволу жесткости, и от поперечных сил в колоннах, обусловленных начальным переломом или искривлением их оси.

В многоэтажном строительстве наиболее часто применяют балки (рис. 4.23, а ) со сплошной стенкой при пролетах до 12 м и выполняют их из обычных, широкополочных или сварных двутавров. Асимметричные сварные двутавры применяют, как правило, в случае включения железобетонной плиты перекрытия в совместную работу с балкой γ f = 1,0 (сталежелезобетонные балки). Двухстенчатые сварные балки применяют при больших поперечных силах, а также при необходимости увеличения горизонтальной жесткости. При размещении инженерных систем в пределах высоты междуэтажного перекрытия целесообразно применять балки с перфорированной стенкой (см. п.5.9 ), которые получают из широкополочных двутавров.

При больших пролетах (более 12 м) и больших нагрузках в качестве ригелей могут быть использованы фермы (рис. 4.23, б ) с поясами из широкополочных двутавров или тавров и безфасоночным примыканием решетки из одиночных или парных уголков.

Рис. 4.23. Типы сечения ригелей и балок перекрытий:
а - балочные профили; б - фермы; 1 - усиления балок в сечениях с максимальным изгибающим моментом; 2 - железобетонная плита перекрытия

комических соображений с учетом эксплуатационных затрат. Обычно отношение высоты сечения балки или фермы h к ее пролету l изменяется в пределах 1/15...1/4. В особых случаях, когда, например, для обеспечения общей жесткости каркаса используют ригели-перемычки внешней пространственной рамы или ригели - диафрагмы, соотношение h / l изменяется в пределах 1/3 до 1, как в балке-стенке.

Сопряжения ригелей с колоннами. Тип сопряжения зависит от конструктивной схемы каркаса. В связевых системах применяют свободное (шарнирное) прикрепление балок к колоннам, в рамных - жесткое.

Примерами свободного прикрепления являются конструктивные решения, показанные на рис. 4.24, а...в . Аналогичные решения можно применить и для колонн с другими типами сечений. Свободное прикрепление на болтах нормальной точности (рис. 4.24, а ) по сравнению с другими типами проще в изготовлении и монтаже, не требует высокой точности изготовления, обеспечивает достаточную податливость узла и практически свободный поворот балки относительно колонны. Основные усилия для расчета прикрепления - поперечная сила в опорном сечении балки Q и продольная сила N , возникающая в балке при работе связевой системы. В узле возникают лишь небольшие моменты, влияние которых учитывают при расчете болтов повышающим коэффициентом 1,2...1,3 к силе Q . Вертикальное ребро и швы, прикрепляющие его к колонне, следует рассчитывать на силу Q , момент Qe , силу N .

В схеме рис. 4.24, б условия загружения столика из уголка зависят от его деформаций и являются довольно неопределенными . Для приближенной оценки эксцентриситета е силы Q относительно сечения горизонтальной полки, в котором начинается ее закругление (размер ki от обушка), можно принять распределение контактных напряжений по треугольной эпюре, тогда е = а 0 + 2с 0 / 3 - k 1 , где размер с 0 должен быть не менее Q / (t w R y ) - h 1 .

Рис. 4.24. Свободное прикрепление балок к колоннам:
1 - ребро; 2 - монтажный столик; 3 - начало закругления в переходе от стенки к полке; 4 - прокладка; 5 - плоскость фрезерования#Sa

Если e ≥ 9Q / (8l a R y ), то толщину полки находят из условия ее сопротивления изгибу t a = √ , где t a , l a - толщина и ширина полки уголка.

При опорных давлениях более 120...150 кН используют варианты столика с подкреплением вертикальным ребром, для которых также принимают треугольную эпюру контактных напряжений. Прикрепление столика к колонне при любом варианте следует проверить на силу Q и момент Q (b - c 0 / 3). Болты, соединяющие стенку балки с колонной через промежуточный уголок или ребро, рассчитывают на продольную силу.

Жесткое прикрепление балок к колонне показано на рис. 4.25. Расчет конструкций узла, выполненного по схеме рис. 4.25, а , не имеет особенностей (см. п. 6.8 ). В узле по схеме рис. 4.25, б детали сопряжения с колонной стенки балки рассчитывают на поперечную силу, детали крепления к полкам балки - на силу S = M /h .

Горизонтальные и вертикальные связи. Усилия от ветровой нагрузки, действующей на наружные стены, собираются в плоскостях перекрытий и покрытия и передаются на вертикальные элементы каркаса через жесткие горизонтальные диски, образуемые несущими конструкциями перекрытий.

Вертикальные связевые фермы в связевых и рамно-связевых каркасах могут иметь различные системы решеток (рис. 4.26). Наибольшее распространение получила полураскосная решетка (рис. 4.26, б ), так как допускает устройство в связевых панелях дверных и оконных проемов и при этом испытывает незначительные дополнительные усилия сжатия из-за укорочения колонн под нагрузкой. Оси раскосов должны проходить через точки пересечения осей колонн и ригелей. Примыкание с эксцентриситетом связано с возникновением моментов в стержнях решетки. В

Рис. 4.26. Схемы вертикальных связей:
а - треугольная; б - полураскосная; в - портальная; г - крестовая

Рис. 4.27. Сечения раскосов связевых ферм:
а - тавровое из двух уголков; б - из двух швеллеров; в, г - из замкнутых профилей; д - двутавровое

отдельных случаях при соответствующих требованиях к устройству проемов применяют треугольные (рис. 4.26, а ) схемы решетки вертикальных связей. Устройство связей с крестовой решеткой возможно лишь в глухих стеновых панелях. Такая решетка является наиболее жесткой и эффективно работает на горизонтальные нагрузки, изменяющие направление в процессе эксплуатации.

Вертикальные связевые фермы обычно выполняют на всю высоту здания в одних и тех же панелях. Однако в некоторых случаях приходится смещать связи в соседние панели и тогда нижние связи должны заходить на верхние на высоту этажа, т.е. на переходном этаже вертикальные связи должны располагаться в двух смежных панелях.

Поясами вертикальных связевых ферм, как правило, являются колонны, а стойками - балки перекрытий. Раскосы вертикальных связевых ферм обычно проектируют из парных уголков, швеллеров, прямоугольных или круглых труб, а при больших продольных усилиях - из двутавров (рис. 4.27). Так как раскосы связевых ферм участвуют в передаче вертикальных нагрузок, то при расчете раскосов и узлов их прикрепления следует учитывать дополнительные усилия, возникающие от укорочения колонн здания (см. , п. 6.6.2). Крепление раскосов в большинстве

случаев выполняют на высокопрочных болтах. При расчете узлов можно пользоваться рекомендациями п.6.5 .

Литература к гл. 4

1...7. См. основную литературу.

8. Пуховский А.Б., Арефьев В.М., Ламдон С.Е., Лафишев А.З. Многоэтажные высотные здания. - М.: Стройиздат, 1997.

9. Харт Ф., Хенн В., Зонтаг X. Атлас стальных конструкций. Многоэтажные здания. - М.: Стройиздат, 1977.

10. Шуллер В. Конструкции высотных зданий. - М.: Стройиздат, 1979.

11. Савицкий Г.А. Ветровая нагрузка на сооружения. - М.: Стройиздат, 1972.

12. Барнштейн М.Ф. Воздействия ветра на здания и сооружения. / Труды ЦНИИСК, вып. 21. - М.: 1973.

13. Романсиков И.Г., Левитес Ф.А. Огнезащита строительных конструкций. - М.: Стройиздат, 1991.

АССОЦИАЦИЯ «ЖЕЛЕЗОБЕТОН»

ЦЕНТРАЛЬНЫЙ НАУЧНО-ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ И ПРОЕКТНО-ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЙ ИНСТИТУТ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
ОАО ЦНИИПромзданий

МОСКВА 2002

Рекомендовано к изданию решением Научно-технического совета ОАО «ЦНИИПромзданий». В Рекомендациях изложена методика формирования расчетных моделей несущих систем многоэтажных каркасных зданий из сборных железобетонных конструкций с учетом податливости и нелинейности работы узловых сопряжений для расчета с использованием стандартных программных комплексов, реализующих метод конечных элементов. В работе приведена методика определения линейной и угловой податливости стыков сборных железобетонных конструкций многоэтажных каркасов. Рекомендации предназначены для инженерно-технических работников, занимающихся проектированием и расчетом гражданских и промышленных зданий. Автор: кандидат техн. наук, с.н. c . Трекин Н.Н. (ОАО «ЦНИИПромзданий). Научный редактор: д-р техн. наук, проф. Кодыш Э.Н. (ОАО «ЦНИИПромзданий)

ПРЕДИСЛОВИЕ 1.ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ 2. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ УЗЛОВЫХ СОПРЯЖЕНИЙ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ 2.1 .Общие требования 2.2. Вертикальные стыки колонн 2.3. Сопряжения сборного перекрытия с колонной 2.4. Стык колонны с фундаментом 2.5. Стыки сборных элементов перекрытия 2.6. Соединения в сквозных связевых панелях 3. ПРАКТИЧЕСКИЙ МЕТОД ОЦЕНКИ ПОДАТЛИВОСТИ СОПРЯЖЕНИЙ 3.1 Вертикальные стыки колонн 3.2. Сопряжения ригеля с колонной 3.3. Сопряжения в сборных дисках перекрытий 3.4. Податливость сопряжений в связевых панелях. 4. ФОРМИРОВАНИЕ РАСЧЕТНЫХ МОДЕЛЕЙ НЕСУЩЕЙ СИСТЕМЫ КАРКАСА ЗДАНИЯ 4.1 .Общие положения 4.2. Методы учета податливости узловых сопряжений 4.3. Многоэтажные рамы каркаса 4.4. Учет нелинейности деформирования стержневых элементов 4.5. Диск перекрытия из сборных элементов 5. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

ПРЕДИСЛОВИЕ

Каркасные здания промышленного и гражданского назначения являются массовыми конструктивными системами. Они получили распространение благодаря широким возможностям вариаций объемно-планировочных решений внутреннего пространства, а также за счет полной индустриализации изготовления и монтажа конструкций, дифференциации несущих и ограждающих элементов по назначению, что позволяет с использованием системы унификации и типизации эффективно распределять материалы и сократить их общий расход. Особенностью каркасов многоэтажных зданий из сборного железобетона является большое количество узловых сопряжений, которые в соответствии с принятой системой разрезки здания на элементы, располагаются, как правило, в наиболее напряженных зонах [ 8, 22, 24, 28, 34, 35, 39]. При этом для стыков сборных элементов характерна повышенная деформативность вследствие обмятия бетона по контактным поверхностям и трещинообразования, податливости сварных соединений арматуры и закладных деталей [ 2, 3, 4, 8, 9, 11, 12, 25, 37]. Кроме того, в узловых сопряжениях в большей степени проявляется физическая и конструктивная нелинейность и их податливость меняется в зависимости от напряженно-деформированного состояния [ 3, 9, 14, 21, 26]. Экспериментальные исследования показывают, что переменная податливость сопряжений приводит к существенному (до 40%) перераспределению усилий [ 20, 41]. В существующих методах расчета пока не в полной мере учитывается влияние податливости узловых сопряжений на совместную работу несущих подсистем каркасных зданий - продольных и поперечных рам, дисков перекрытия и диафрагм жесткости. В основном это объясняется недостаточной изученностью пространственного взаимодействия сборных элементов как в упругой, так и в пластической стадиях работы [ 1, 7, 23, 32, 33]. Поэтому, как правило, расчет каркасных зданий производится по расчетным схемам с шарнирными или жесткими узлами сопряжений элементов, что не всегда адекватно отражает работу конструкции. При современных повышенных требованиях к экономической эффективности конструктивных решений исследования по дальнейшему уточнению расчетных схем приобретают особую актуальность. Благодаря интенсивному развитию вычислительной техники и программного обеспечения, реализующих численные методы расчета (в основном, метод конечных элементов), стало возможным моделировать сложные процессы взаимодействия и проводить вычисления по пространственным расчетным схемам с требуемой точностью. Однако для адекватного описания напряженно-деформированного состояния необходимо опираться на общие физические закономерности работы сопряжений различной конструкции, в которых до настоящего времени еще ощущается недостаток. В рекомендациях предложена методика оценки податливости сопряжений сборных железобетонных конструкций, основанная на обширных экспериментальных исследованиях ряда авторов. Даны рекомендации по составлению расчетных схем каркасов многоэтажных зданий, в которых моделируется податливость сопряжений стержневых и плоскостных элементов здания. При этом учитывается физическая и конструктивная нелинейность сопряжений. Вследствие сложности напряженно-деформированного состояния и большого количества конструктивных факторов, влияющих на пространственную работу сопряжений, рекомендации применимы к конкретным конструктивным решениям массового применения.

1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

1.1. Настоящие рекомендации применимы при расчете связевых, рамных и комбинированных каркасов многоэтажных зданий с конструкциями вертикальных элементов жесткости в виде стальных решетчатых связей, сплошных и с проемами железобетонных диафрагм с переменными по высоте характеристиками. 1.2. Рекомендации могут быть использованы при расчете каркасов, воспринимающих особые нагрузки и воздействия (действие сейсмических и кратковременных динамических нагрузок, проектирование зданий на просадочных основаниях). 1.3. В рекомендациях излагается метод определения податливости сопряжений сборных железобетонных конструкций для формирования плоских и пространственных расчетных моделей каркасов многоэтажных зданий при расчете методом конечных элементов, который также может быть использован при расчете конструкций другими численными и аналитическими методами. 1.4. Под податливостью стыка понимается повышенная деформативность соединения на малом, по отношению к высоте сечения, участке длины стыка по сравнению с деформативностью стыкуемых элементов. По физической сути податливость соединения равна смещению, вызванное единичной силой - при сжатии-растяжении, сдвиге или повороте. 1.5. Деформативность (в дальнейшем податливость) стыков несущих элементов каркаса - колонн, ригелей, плит перекрытий, элементов диафрагм жесткости и фундаментов может быть вызвана следующими факторами: снижение расчетных стыкуемых площадей конструкций для обеспечения соединений арматуры; обмятие бетона конструкций и шва по контактным поверхностям и развитие, вследствие этого, неупругих деформаций; пониженная трещиностойкость и сопротивляемость развитию трещин бетона шва; податливость сварных соединений арматуры и закладных деталей и т.д. 1.6. При изменении напряженно-деформированного состояния узлового сопряжения вследствие проявления физической и конструктивной нелинейности податливость сопряжения изменяется. 1.7. В расчетах конструкций при определении податливости рекомендуется использовать так называемый коэффициент жесткости стыка, который определяется как тангенс угла наклона секущей к кривой на диаграмме усилие - перемещение для стыка. 1.8. Следует различать линейную, угловую и сдвиговую податливость, которые зависят от соответствующих деформаций. Линейная податливость (1/С х, 1/С у, 1/ C z) обусловлена деформациями растяжения-сжатия и характеризуется зависимостью « N - δ». Сдвиговая податливость (1/С γ) обусловлена деформациями сдвига при действии поперечной силы и характеризуется зависимостью « Q - γ». Угловая податливость (1/С φ) обусловлена деформациями поворота при действии изгибающего или крутящего момента и характеризуется зависимостью «М - φ ». Здесь приняты обозначения: N , Q и М - продольная, поперечная сила и изгибающий момент в сечении стыка соответственно; δ , γ и φ - продольная деформация, угол сдвига и угол поворота в сечении стыка; С х, С γ и С φ - коэффициенты линейной, сдвиговой и угловой жесткости (усилия, вызывающие единичные деформации).

2. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ УЗЛОВЫХ СОПРЯЖЕНИЙ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ

2.1 .Общие требования

2.1.1. Каркас здания должен работать под нагрузкой как единая пространственная система. В связи с этим к сопряжениям сборных железобетонных конструкций предъявляется комплекс требований: - прочность стыка должна быть не ниже стыкуемых элементов для исключения преждевременного разрушения конструкции как в стадии монтажа, так и при воздействии эксплуатационных нагрузок; - жесткость стыка должна обеспечивать передачу расчетных усилий сопряженных элементов, неизменяемость их взаимного положения, нормируемые перемещения элементов под нагрузкой и пространственную жесткость здания в целом. Кроме того, стыки должны быть по возможности универсальными, технологичными при монтаже, обеспечивать правильность соединения элементов и располагаться в зонах с минимальными усилиями. 2.1.2. Связь стыкуемых железобетонных элементов обеспечивается следующими образом: для восприятия растягивающих усилий производится сварка арматурных стержней или закладных деталей; для восприятия сжимающих усилий, в дополнение к сварным соединениям, швы между элементами омоноличиваются; для передачи сдвигающих усилий выполняются сварные соединения и устраиваются бетонные шпонки.

2.2. Вертикальные стыки колонн

2.2.1. Вертикальные стыки колонн по расчетно-конструктивному признаку относят к стыкам, работающим на внецентренное сжатие, которые рекомендуется размещать в зонах с минимальными изгибающими моментами. Требования к вертикальным стыкам заключаются в обеспечении соосной передачи продольных усилий и распределения концентрированных сжимающих напряжений по сечению. Стыки колонн могут быть шарнирными (контактными), т.е. воспринимающими только продольные и поперечные силы или жесткими, рассчитанными, в дополнение к сказанному, на восприятие изгибающих моментов. Пример конструкции стыков показан на рис. 1. 2.2.2. Податливость стыков колонн может быть вызвана рядом причин: концентрацией сжимающих напряжений из-за уменьшенной расчетной площади и неровностью контактной поверхности стыкуемых элементов; наличием растворных швов меньшей прочности; повышенной деформативностью сварных соединений продольной арматуры (рис. 1, в). При размещении стыков в зоне с минимальными изгибающими моментами рекомендуется учитывать только линейную податливость. 2.2.3. Податливость стыков колонн с ростом нагрузки повышается за счет развития неупругих деформаций в элементах соединения. Интенсивное повышение деформативности стыка проявляется на этапах уровней нагрузки 0,6-0,8 N R (N R - разрушающая нагрузка). Длина зоны повышенной деформативности зависит от конструкции стыка и определяется, как правило, участком с уменьшенным поперечным сечением (рис. 1, в).

Рис. 1. Вертикальные стыки колонн: а) жесткий, со сваркой продольной арматуры; б) шарнирный без соединений по продольной арматуре; в) стык в сборке и эпюра распределения продольных деформаций

2.3. Сопряжения сборного перекрытия с колонной

2.3.1. Сопряжение перекрытия с колонной (рис. 2) должно обеспечивать передачу вертикальных и горизонтальных нагрузок от перекрытия на колоны и, при необходимости, пространственную жесткость каркаса. В сопряжении балочного перекрытия с колонной основным стыком, определяющим расчетную схему каркаса, является стык ригеля с колонной. При наличии вертикальных элементов жесткости стык межколонных (связевых) плит перекрытия с колонной оказывает меньшее влияние на статическую схему работы каркаса.

Рис. 2. Сопряжение колонны со сборным перекрытием

2.3.2. Стыки ригеля с колонной принято различать шарнирные - для связевых каркасов и жесткие - для рамных каркасов. В большинстве конструктивных решений ригель опирается на устроенные в колоннах короткие консоли (рис. 3, 4). 2.3.3. В связевых каркасах стык ригеля с колонной рассчитывается на восприятие вертикальных нагрузок и горизонтальных нагрузок, возникающих в период монтажа. В соединении ригеля с колонной производится сварка опорных закладных деталей понизу и приварка поверху стальных пластин или арматурных стержней (рис. 3, а). В верхнем соединении, как правило, используются мягкие стали для обеспечения восприятия фиксированного изгибающего момента величиной до 10 - 20 % от пролетного, в основном в период монтажа. Величина момента на опоре зависит от направления действия нагрузки. Особенно это проявляется при незамоноличенных швах. В растянутых элементах (пластинках, арматурных стержнях) при расчетных максимальных нагрузках допускаются напряжения, соответствующие пределу текучести, что приводит к возникновение остаточных деформаций и, в итоге, к повышению деформативности узла при знакопеременных временных нагрузках по сравнению с начальным значением.

Рис. 3. Конструкции сопряжений ригеля с колонной в связевом каркасе: а) со скрытой консолью и верхней монтажной соединительной пластиной; б) со скрытой прямоугольной консолью; в) схема распределения усилий при действии горизонтальной нагрузки

2.3.4. В узлах сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса без монтажных соединений по верхней зоне (рис. 3, б) после сварки опорных закладных деталей и омоноличивания швов наряду с сопротивлением сжатию-растяжению возникает сопротивление повороту ригеля относительно колонны, т.е. имеет место частичное защемление колонны в диске перекрытия. Для сопряжений рис. 3 защемление носит односторонний характер. При действии изгибающего момента в сторону пролета узел «раскрывается» (рис. 3, в) и опорные моменты малы, поскольку на изгиб работают только опорные закладные детали, при действии изгибающего момента в другом направлении происходит обжатие шва омоноличивания и возникает пара сил (рис. 3, в). Поскольку опорные закладные детали обладают податливостью, а бетон омоноличивания, как правило, имеет более низкую прочность чем бетон сопрягаемых конструкций, то узел обладает меньшей изгибной жесткостью, чем сечения ригеля.

Рис. 4. Рамный узел сопряжение ригеля с колонной: а) с опиранием на открытую консоль; б) с опиранием на скрытую консоль; в) график зависимости угла податливости сопряжения от изгибающего момента

2.3.5. В рамных сопряжениях (рис. 4) верхняя арматура устанавливается по расчету для восприятия суммарного изгибающего момента от расчетных вертикальных и горизонтальных нагрузок. Соединение между ригелем и колонной осуществляется сваркой опорных закладных деталей, а в верхней зоне выполняется приварка стальных пластин - накладок или арматурных стержней к закладным деталям или к выпускам арматуры колонн и ригелей. Для большинства конструкций стыков величина сопротивления зависит от направления действия изгибающего момента, продольных и поперечных сил. 2.3.6. Податливость рамного сопряжения вызывается повышенной деформативностью опорных закладных деталей и сварных соединений арматуры. Кроме того, податливость сопряжения может быть вызвана развитием неупругих и накоплением остаточных деформаций в элементах соединений, что особенно проявляется при нагрузках, превышающих (0,3 - 0,4) M R (где M r , - предельный момент по несущей способности рамного узла сопряжения), как это показано на рис. 4, в. 2.3.7. В направлении вдоль пролетов плит сопряжение перекрытия с колонной в большинстве случаев принимается шарнирным. Частичное защемление колонн в перекрытии проявляется по линии расположения связевых плит-распорок, имеющих продольные сварные соединения (рис. 5, а) и при устройстве перекрытия из ребристых плит, привариваемых по опорным площадкам к закладным деталям ригеля (рис. 5, б). Механизм возникновения сопротивления при повороте опорного сечения плит относительно ригеля и колонны аналогичен описанному в п.п. 2.3.3- 2.3.4 (рис. 3, в).

2.4. Стык колонны с фундаментом

2.4.1. Работа стыка колонны с фундаментом зависит от конструкции фундамента - сплошной или столбчатый, в сборном или монолитном исполнении и от деформативных свойств грунта основания. В монолитных плитных фундаментах сопряжение сплошной колонны с фундаментом рекомендуется принимать в виде жесткого защемления в уровне верха фундамента [ 35 ] . 2.4.2. Работу сопряжения колонны со столбчатым фундаментом необходимо рассматривать с учетом взаимодействия фундамента с грунтом. Податливость в основном вызывается деформациями грунта под подошвой фундамента.

2.5. Стыки сборных элементов перекрытия

2.5.1. Диски перекрытий из сборных железобетонных плит - многопустотных, ребристых, сплошных и т.п., уложенных по сборным ригелям без армированных набетонок, объединенных бетонными швами (рис. 6) или дискретными сварными соединениями (рис. 7) в своей плоскости податливы за счет повышенной деформативности соединений на опорах и межплитных швов. 2.5.2. В сборных перекрытиях имеются следующие типы стыков: - вертикальные стыки торцов плит через бетонные швы с плитами или с опорными конструкциями (см. рис. 5, а); - продольные стыки между плитами и крайних плит со стенами (см. рис. 5, б и 5, в); - горизонтальные стыки плит по опорным площадкам с поддерживающими конструкциями (стенами, балками или ригелями рис. 5, а и 5, в).

Рис. 5. Узел сопряжения связевых многопустотных (а) и ребристых плит (б) с ригелем

2.5.3. Совместная работа многопустотных плит обеспечивается замоноличенными швами и сварными соединениями (для связевых и пристенных плит). Для увеличения сцепления бетона швов с конструкциями на их боковой поверхности устраиваются углубления для образования шпонок (рис. 8).

Рис 6. Фрагмент плана сборного перекрытия из многопустотных плит

Рис. 7. Фрагмент плана сборного перекрытия из плит 2Т

Рис. 8. Типы боковой поверхности пустотных плит образующих после омоноличивания следующие формы межплитных шпонок: а - замкнутые круглые; б - трапецевидные, открытые к верху; в - сплошные продольные

2.5.4. В продольных швах различают шпонки трех типов: - шпонки замкнутые круглые (рис. 8, а) работают на срез и обеспечивают совместную работу плит при вертикальных и горизонтальных нагрузках до стадии разрушения. Многократное приложение неравномерной вертикальной нагрузки до нормативного значения практически не снижает прочность межплитных продольных швов; - шпонки открытые к верху в вертикальном направлении (прямые или трапециевидные рис. 8, б), включаются в работу за счет сцепления раствора омоноличивания с бетоном плит и его обжатия. Такой вид шпонок обеспечивает совместную работу плит при горизонтальных нагрузках на диск перекрытия. Совместная работа плит до стадии разрушения при вертикальных нагрузках обеспечивается после устройства цементно-песчаной набетонки толщиной не менее 4 см; - сплошные продольные шпонки (рис. 8, в) обеспечивают совместную работу плит при вертикальных нагрузках. При возникновении горизонтальных сдвигающих усилий прочность соединения обеспечивается только за счет сцепления бетона шва с плитами. 2.5.5. Взаимодействие рядовых многопустотных плит с поддерживающими конструкциями (ригели, балки и несущие стены) при горизонтальных нагрузках обеспечивается силами трения и сцеплением подстилающего растворного слоя по опорным площадкам (рис. 9). Торцевые швы между плитами и поддерживающими конструкциями работают только на сжатие и сдвиг перпендикулярно пролету (рис. 9).

Рис. 9. Схема взаимодействия многопустотной плиты с ригелем: τ sH - касательные напряжения в торцевом шве при сдвиге плиты вдоль ригеля; τ sc - касательные напряжения по площадке опирания плиты на ригель при сдвиге и повороте плиты относительно ригеля; σ B - сжимающие напряжения в торцевом шве

2.5.6. Взаимодействие ребристых плит с ригелями и балками при горизонтальных нагрузках обеспечивается сварными соединениями опорных закладных деталей (рис. 10). Совместная работа плит при вертикальных нагрузках обеспечивается продольными бетонными швами, выполняемыми, как правило, со шпонками.

Рис. 10. Схема взаимодействия ребристой плиты с ригелем: τ SH - касательные напряжения в торцевом шве при сдвиге плиты вдоль ригеля; Q Zi и N Zi - усилия в сварном соединении плиты с ригелем; σ в - сжимающие напряжения в торцевом шве

2.6. Соединения в сквозных связевых панелях

2.6.1. Плоские сквозные связевые панели состоят из железобетонной многоэтажной рамы, образованной колоннами и ригелями и металлических связей треугольного (полураскосные) или пятиугольного (портальные) очертания (рис. 11).

Рис. 11. Сквозные связевые панели с треугольной (а) и портальной (б) металлической решеткой

Размещаются связевые конструкции из условия обеспечения пространственной жесткости здания, с учетом ограничения усилий от температурных деформаций. 2.6.2. Фундаменты под связевые панели выполняются в виде отдельно стоящих столбчатых фундаментов, сплошной железобетонной плиты или железобетонной рамы. Конструкция фундамента зависит от размеров сетки колонн, величин действующих нагрузок и характеристик грунта. 2.6.3. Соединения элементов связей между собой осуществляется с помощью приварки фасонок, что создает защемление но концам связей. Соединения связей с колоннами осуществляется в виде приварки связей через фасонки к закладным деталям на боковых гранях колонн (рис. 12, а) или через фасонки, приваренные в тавр к внутренним закладным деталям. Соединения связей с фундаментом чаще всего выполняются через фасонки, приваренные в тавр к закладным деталям фундамента (рис. 12, б). Указанные соединения обладают линейной и угловой податливостью, вследствие повышенной деформативности закладных деталей при действии нормальных и поперечных сил, изгибающих, а также крутящих моментов в их плоскости.

Рис. 12. Конструкция сопряжений металлических связей с колоннами (а) и фундаментом (б)

3. ПРАКТИЧЕСКИЙ МЕТОД ОЦЕНКИ ПОДАТЛИВОСТИ СОПРЯЖЕНИЙ

3.1 Вертикальные стыки колонн

3.1.1. Податливость вертикального стыка колонн определяется как сумма податливостей на участках стыка с одинаковыми деформативными характеристиками по формуле

(1)

Где n и l i - количество и длина участков стыка с одинаковыми деформативными свойствами по длине; υ - коэффициент упруго пластических деформаций бетона; E Bi - начальный модуль упругости бетона; A Bi и A Si - площадь бетона и продольной арматуры; α - коэффициент приведения, равный отношению модулей упругости арматуры и бетона. Характер зависимости « N - δ » для типового вертикального стыка показан на рис. 13. По данным усредненный коэффициент линейной жесткости стыков для колонн сечением 40×40 см составляет C Z = 7×10 6 кН/м.

Рис. 13. Диаграмма сжатия вертикального стыка колонн

3.2. Сопряжения ригеля с колонной

3.2.1. В общем случае в сечении стыка ригеля с колонной действуют продольная и поперечная (относительно ригеля) силы, изгибающий и крутящий момент (рис. 14). В рассматриваемых конструкциях стыков ригеля с колонной вертикальная опорная реакция передается на консоль, поэтому влияние поперечных сил на работу сопряжения можно не учитывать.

Рис. 14. Схема усилий, действующих в узле сопряжения ригеля с колонной

3.2.2. Работа сопряжения ригеля с колонной рассматривается для двух состояний: первое - швы не омоноличены, что соответствует стадии монтажа или конструкции так называемого сухого стыка (рис. 15, а); второе - швы омоноличены и бетон шва включается в работу (рис. 15, б, в). 3.2.3. В стыках, по аналогии с сечениями железобетонных элементов, могут возникать три стадии напряженно-деформированного состояния: первая - условно-упругая; вторая - упруго-пластическая и третья - предельная по несущей способности.

Рис. 15. Схема изменения напряженно-деформированного состояния сопряжения ригеля с колонной рамного каркаса: а) стадия монтажа (сухой стык); б) омоноличенный узел до образования трещин в растянутой зоне; в) стадия после образования нормальной трещины в шве

3.2.4. Критерием предельного состояния узлового сопряжения колонны с перекрытием рекомендуется принимать допустимый угол поворота опорного сечения ригеля или плиты перекрытия относительно оси колонны, который определяется: -для первой группы предельных состояний из условий достижения физического или условного предела текучести в растянутой или сжатой арматуре, временного сопротивления сжатию бетона шва или стыкуемых конструкции, предельного сдвига или отрыва закладных деталей (рис. 16); -для второй группы предельных состояний из условий предельных прогибов и горизонтальных перемещений, так же предельного раскрытия трещин.

Рис. 16. Схема к определению предельного угла поворота ригеля относительно колонны: Δs - предельные удлинения по растянутой арматуре; Δ z - предельные деформации сдвига закладных деталей

3.2.5. Коэффициент угловой жесткости узла сопряжения ригеля (плиты перекрытия) с колонной С φ равен отношению изгибающего момента М в узле к соответствующему углу поворота φ опорного сечения ригеля относительно оси колонны в узле:

3.2.6. Угол поворота опорного сечения ригеля, показанного на рис. 16 определится

Где Δ T = ∑Δ Ti и Δ C = - ∑Δ Ci - перемещения в растянутой и сжатой зонах (принимаются со своими знаками); Z red - расстояние между линиями измерения перемещений. 3.2.7. Для рассматриваемых типовых узлов сопряжения ригеля с колонной коэффициент угловой жесткости стыка рекомендуется определять по формуле

(4)

Где - приращения смещений от единичных усилий соответственно в сжатой и растянутой зонах сечения стыка; K Ni , К Nj - коэффициенты, учитывающие влияние осевого сжимающего усилия (при отсутствии продольной силы принимаются равной единице); h 0 - рабочая высота сечения стыка (расстояние от линия опирания ригеля или плиты перекрытия на консоль до центра тяжести растянутой или сжатой арматуры). 3.2.8. Коэффициент угловой жесткости сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса (рис. 3, а) без учета сжатого бетона шва:

(5)

Где - смещения от единичных усилий соответственно верхней стальной накладки, опорных закладных деталей консоли колонны и ригеля, определяемые по рекомендациям [ 27] или на основе экспериментальных данных; K N 1 , K n 2 - коэффициенты, учитывающие влияние продольной силы

(верхние знаки принимаются при совпадении усилий от изгибающего момента и продольной силы в нижней зоне); е - эксцентриситет продольной силы относительно линии опирания ригеля на консоль. При действии обратного момента необходимо учитывать возможность потери устойчивости верхней связи. 3.2.9. При действии момента противоположного знака в омоноличенных торцевых швах для узлового сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса без верхней накладки, показанного на рис. 3, б коэффициент угловой жесткости равен:

(6)

Где ; d , E B , ξ, ν , ω - толщина шва, модуль упругости бетона шва, относительная высота сжатой зоны бетона шва, коэффициент упруго-пластических деформаций, коэффициент полноты эпюры сжатой зоны; К NB 1 , K NB 2 - коэфф ициенты, учитывающие влияние продольной силы

здесь m - коэффициент, зависящий от формы эпюры напряжений в бетоне сжатой зоны (3 - для треугольной, 2 - для прямоугольной). Высота сжатой зоны определяется из условия равновесия сечения. 3.2.9. Коэффициент угловой жесткости рамного сопряжения в монтажной стадии, т.е. без учета работы бетона шва на сжатие (рис. 15, а):

(7)

Где здесь f (x) и l jt - функция распределений продольных деформаций в растянутой арматуре (принимается по форме эпюры моментов на опорном участке) и длина учитываемой зоны растяжения верхней арматуры. На участке с открытой растянутой арматуры стыка продольные деформации постоянны, поэтому - перемещения от единичных усилий растянутой арматуры в зоне анкеровки в бетоне, определяемые по рекомендациям [ 40].3.2.10. Выражение для коэффициента угловой жесткости при обратном моменте будет иметь вид: B BSh - см. формулу (6).

3.3. Сопряжения в сборных дисках перекрытий

3.3.1. Жесткость бетонного межплитного шва на изгиб принимается равной нулю, то есть шов рассматривается как цилиндрический шарнир. Однако сжимающая шов сила прикладывается не по оси боковой грани плит (рис. 17) и возникает внецентренное сжатие. Поэтому цилиндрический шарнир следует располагать по оси действия сжимающего усилия или в уровне сжатой грани плиты.

Рис. 17. Продольный межплитный шов (а), схема работы при повороте плит вдоль продольной оси (б) и сдвиге плит (в)

3.3.2. Жесткость межплитного шва на сдвиг равна соответствующему усилию, вызывающему единичные перемещения:

C sh =Q jt /d. (10)

Для участка шва, толщиной t jt высотой h jt и длиной вдоль оси плиты l jt получим:

d = Q jt · ν · t jt /(G jt · l jt · h jt)

C Sh = G jt · l jt · h jt /(ν · t jt), (11)

Где ν = 1, 2 - коэффициент, учитывающий неравномерность касательных напряжений по площади поперечного сечения элемента. Влияние сдвиговой жесткости шва на совместную работу плит следует учитывать при значениях C sh = 300 кН/м, что существенно меньше реальной жесткости. Для швов между типовыми многопустотными плитами значение сдвиговой жесткости на 1м шва составляет: C sh =3080·10 4 кН/м [ 38]. 3.3.3. Растягивающие усилия в плоскости диска перекрытия из многопустотных плит воспринимаются в одном направлении связевыми межколонными плитами, в другом - ригелями.Линейная податливость связевых плит определяется согласно схеме рис. 18 по формуле:

3.3.4. Жесткость на растяжение по зоне опирания связевой многопустотной или сплошной плиты на ригель (балку) определится по зависимости

(13)

Рис. 18. Расчетная схема к определению жесткости связевой плиты при растяжении в плоскости диска перекрытия: 1 - плиты; 2 - ригели; 3 - колонны; 4 - арматурные связи

Где N s = A s ·σ s - усилие в связевой арматуре; N sup = A sup ·σ sup · f tr - усилие для преодоления трения по площадкам опирания плит на поддерживающие конструкции: здесь A sup и σ sup - площадь опирания и опорное давление плиты на ригель; f tr - коэффициент трения плиты об опорную конструкцию; - деформации связевой арматуры; Δ Z - деформации закладной детали, определяемые по рекомендациям [ 27]. Жесткость трения пустотной плиты рекомендуется определять при деформациях сдвига равных ε sd = 100 × 10 -5 . По данным [ 4, 14] значение податливости трения многопустотной плиты о ригель изменяется в пределах 1/ C tr = (0, 3÷6) × 10 -6 м 2 /кН. 3.3.5. В перекрытиях из ребристых плит при воздействии горизонтальной нагрузки на перекрытие опорное соединение воспринимает сдвигающее усилие, изгиб и кручение в своей плоскости (рис. 19). Суммарные линейные перемещения в сопряжении в общем случае складываются из деформации бетона опорной конструкции (Δ B), закладных деталей ригеля (Δ XR) и ребра (Δ XP) плиты соответственно и деформаций (Δ SV) соединения по сварному шву

Δ XZi = Δ B + Δ XR + Δ XP + Δ XV . (14)

3.3.6. Опорное сопряжение ребристой плиты с ригелем рекомендуется представить в виде стержня, сечение и длина которого определяется из условия равенства линейных и угловых деформаций. Жесткость элемента связи при растяжении-сжатии в этом случае запишется

Где N X - горизонтальное усилие на соединение вдоль оси X . Перемещения закладных деталей определяются по рекомендациям [ 27, 40]. Согласно экспериментальным данным жесткость типовых закладных деталей при действии сдвигающих сил, изменяется в пределах - (1÷12) × 10 4 кН/м.

Рис. 19. Фрагмент соединения ребристой плиты с ригелем (а) и расчетная схема соединения (б)

3.3.7. При омоноличенных швах жесткость сопряжения ребра плиты с полкой ригеля (см. рис. 10) при сжимающих бетонный шов напряжениях составит:

(16)

Где Е в, A Bred и a в - модуль упругости бетона, площадь и толщина шва замоноличивания соответственно. При действии горизонтальной силы, растягивающей бетонный шов жесткость соединения определяется по зависимости (15). 3.3.8. Жесткость соединения при изгибе опорной связи в своей плоскости определится из соотношения действующего изгибающего момента (М Z) и суммарных угловых деформаций в зоне опирания (рис. 19) по формуле

где M z - крутящий момент, действующий в плоскости перекрытия, в месте опирания плиты на ригель в горизонтальной плоскости при повороте плиты относительно ригеля; φ R и ф P - углы поворота закладных деталей ригеля и ребра плиты; φ SV - угол поворота вследствие деформаций сварного шва. Например для закладных деталей, показанных на рис. 20 величина коэффициента угловой жесткости на начальной стадии изменяется в пределах С φ = (2,5-6) × 10 4 кНм. При появлении неупругих деформаций коэффициент угловой жесткости снизился более чем в два раза и диапазон изменения составил С φ = (1,1-2) × 10 4 кНм.

Рис. 20. Схема испытания закладной детали (а) и опытные зависимости смещения закладных деталей от сдвигающей силы (б) данным испытаний [ 11]

3.3.9. Высота и ширина сечения связи X и Y при фиксированной длине L определяется из условия равенства линейных и угловых деформаций из системы уравнений 3.3.11. Для стержней, воспринимающих сжимающие усилия и поворот при омоноличенных торцевых швах параметры сечения определяются из системы уравнений (20) с учетом изменения коэффициента угловой жесткости за счет возникающего сопротивления повороту торцевого шва. Принимая, что центр поворота на опоре смещается незначительно, коэффициент угловой жесткости при омоноличенных швах определится по формуле

(20)

Где b r - ширина ребра плиты. Размеры сечения связи с учетом выражений (19) и (20) определятся по формулам

3.3.12. В соединениях ребристых плит между собой с помощью приварки накладок к закладным деталям (рис. 21, а) возникают продольное (по отношению к пролету плиты) усилие и изгибающий момент. Смещение плит в своей плоскости относительно друг друга будет складываться из деформаций сдвига закладной детали и ее поворота

Δ ZSV = Δ ZP + φ ZSV · b Z , (22)

Где Δ ZP - смещения закладной детали вдоль кромок плиты; φ ZSV - угол поворота закладной детали; b z - расстояние между закладными деталям плит. Подставляя значения составляющих перемещений, получим выражение для взаимного смещения плит в виде

где Q - сдвигающее усилие между плитами, приходящееся на одну закладную деталь; C ZP , C φ Z - коэффициенты линейной и угловой жесткости закладной детали

Рис. 21. Фрагмент соединения плит по продольному шву с помощью приварки накладок к закладным деталям (а) и расчетная схема соединения (б)

3.3.13. Изгибная жесткость связевых элементов между плитами определится согласно схеме стержня с упруго податливыми защемлениями по формуле где C z - коэффициент линейной жесткости крепления элемента решетки к железобетонной раме при отрывающем усилии; Е, F и l - соответственно модуль упругости, площадь сечения и длина металлической связи. 3.4.2. Жесткость сопряжения подкоса к фундаменту или к колонне через закладную деталь зависит от угла наклона отрывающего усилия и конструкции закладной детали (см. рис. 12, б). Для портальных связей коэффициент жесткости составил в среднем С = 1,42 × 10 6 кН/м, для треугольной связи - С = 1,9 × 10 6 кН/м. 3.4.3. Жесткость защемления при угловых деформациях для связей с боковыми накладками (см. рис. 12, а) существенно выше изгибной жесткости связей для сетки колонн 6 м и более. На основании этого в расчетной схеме связевой панели узлы сопряжения металлической решетки с железобетонными колоннами рекомендуется принимать жестко защемленными от поворота. Коэффициент угловой жесткости, согласно опытным данным в условно-упругой стадии деформирования изменялся в пределах С = (0,05÷0,36) × 10 6 кНм/рад, в упруго пластической - С = (0,05÷0,08) × 10 6 кНм/рад.

4. ФОРМИРОВАНИЕ РАСЧЕТНЫХ МОДЕЛЕЙ НЕСУЩЕЙ СИСТЕМЫ КАРКАСА ЗДАНИЯ

4.1 .Общие положения

4.1.1. Пространственную несущую систему каркаса рекомендуется разделять на плоские несущие подсистемы - продольные и поперечные рамы, диафрагмы жесткости и диски перекрытий (рис. 22, а).4.1.2. По способу восприятия горизонтальных нагрузок каркасы классифицируются на рамные, связевые и комбинированные. Пространственная жесткость рамного каркаса (рис. 22, б) обеспечивается жесткими (рамными) узлами сопряжения колонн (стоек) и перекрытий. В связевом каркасе (рис. 22, в) сопряжения колонн и перекрытий принимается шарнирным, а пространственная жесткость обеспечивается вертикальными устоями - связевыми панелями, диафрагмами и ядрами жесткости. В комбинированных каркасах в одном направлении жесткость обеспечивается вертикальными устоями, в другом - жестким соединением колонн с ригелями, т.е. имеет место, как рамные, так и шарнирные сопряжения колонн с перекрытиями.

Рис. 22. Схема пространственного каркаса (а) и плоские поперечные расчетные схемы для рамного (б) и связевого (в) каркасов

4.2. Методы учета податливости узловых сопряжений

4.2.1. Расчет упругих статически неопределимых конструкций производится либо методом сил, либо методом перемещений. Для конструкций с малой статической неопределимостью рекомендуется к использованию метод сил. Метод перемещений имеет преимущества при в решениях систем с большой статической неопределимостью, но с малым количеством узловых точек. 4.2.2. В методе сил в общем случае учет податливости узлов производится путем суммирования перемещений, вызванных деформациями стержней и податливостью соединений. При формирование основной системы отбрасываются лишние связи в податливых узлах, ограничивающие линейные или угловые деформации, в зависимости от искомого параметра. В системе канонических уравнений перемещения в отброшенных связях не обнуляются, а принимаются равными произведению податливости защемления на опорную реакцию [ 4]. Для простейшей статически неопределимой конструкции, показанной на рис. 23, система канонических уравнений с учетом податливости опор при повороте будет иметь вид:

Рис. 23. Расчетная схема стержня с жестко защемленными концами (а) и расчетная схема стержня с упруго-податливыми при повороте опорами (б)

Здесь 4.2.3. Расчет конструкций с податливыми узлами методом перемещений производится таким же образом, как и с жестким или шарнирными узлами. Податливость узлов и опор учитывается при вычислении опорных реакций наложенных связей, которые можно определить, например, из системы уравнений (25). Таблицы с формулами по вычислению реакций в наложенных связях от единичных линейных или угловых перемещений упруго податливых опор представлены в работе [ 4]. 4.2.4. Для учета податливости сопряжений в расчетной схеме МКЭ реальные швы между сборными конструкциями следует представлять в виде податливых к.э., геометрические и жесткостные параметры которых максимально отвечают характеристикам реальных швов при различных стадиях возведения и нагружения несущей системы здания (рис. 22). В качестве таких элементов можно использовать типовые стержневые и плоские к.э., а также специальные элементы, имеющиеся в применяемой прикладной программе. 4.2.5. Геометрические размеры к.э. сопряжений следует, по возможности, назначать равными размерам реальных швов, а механические характеристики задавать таким образом, чтобы их угловые и линейные перемещения от соответствующих единичных нагрузок были равны податливостям реальных швов. 4.2.6. Для стыков колонн между собой длина элементов может быть принята равной конструктивной длине сопряжений l fe = l jt Поскольку к.э. сопряжений обычно более податливы, чем примыкающие элементы, здесь и далее, для наглядности, они изображены в виде пружин (рис. 24, а). 4.2.7. Для стыков ригелей с колоннами (рис. 24, б), а также железобетонных элементов сборных диафрагм, чтобы сохранить геометрию системы необходимо вводить жесткие элементы (вставки) длиной, равной

Длина зоны стыка, имеющая повышенную деформативность, может быть разной в зависимости от его конструктивного решения. Как показали расчеты, длина конечного элемента, моделирующего податливый стык, не должна быть более 1/6Н, где Н - высота сечения ригеля.

Рис. 24. Расчетная схема сопряжений сборных железобетонных элементов для расчета по МКЭ: а) стыки колонны; б) сопряжение ригеля с колонной

4.2.8. Характеристики податливости к.э. в узловых сопряжениях рекомендуется принимать из условия

где C φ fe и C φjt - коэффициенты жесткости для заменяющего конечного элемента и шва (сопряжения ригеля с колонной). 4.2.8. Учитывая, что сдвиговые деформации в стержневых элементах вообще, а особенно на коротких участках шва, практически не влияют на перемещения конструкции при назначении деформационных характеристик к.э. швов достаточно задание трех независимых величин. Это характеристики податливости шва при действии моментов в двух плоскостях и при действии нормальной силы. 4.2.9. Если в качестве к.э. швов используются специальные стержневые элементы, то их деформационные характеристики задаются, чаще всего, непосредственно, как величины, характеризующие перемещения от единичного усилия (податливость) или усилия от единичного перемещения (жесткость). При применении стандартных стержневых к.э., их следует принимать прямоугольного сечения. В этом случае при задании исходных данных используются три независимых параметра: высота (h) и ширина (b) сечения и модуль упругости (E), которых достаточно для описания требуемых характеристик швов. Указанные параметры можно определить, используя известные зависимости выражения осевой и изгибной жесткости для прямоугольного сечения через линейную и угловую податливость соответственно в виде Численные значения этих величин для каждого типа сопряжения следует принимать на основании экспериментальных данных или по выражениям гл. 2, рассматривая каждый узел как совокупность отдельных элементов. При этом рекомендуется принимать некоторые упрощения, основанные на анализе возможного напряженно-деформированного состояния каждой группы однотипных узлов и его влияния на работу несущей системы. 4.2.10. Для сопряжений ригелей с колоннами основное влияние на работу несущей системы каркасного здания оказывает податливость узлов при действии изгибающих моментов в плоскости рамы. Деформативность же таких узлов при действии на них моментов из плоскости влияет на работу плоских рам в меньшей степени. Соответственно выражения (28) могут быть упрощены. Тогда при наличии экспериментальных данных по величинам соответствующих податливостей жесткость соединений может быть определена как для сплошного железобетонного сечения с приведенным значением модуля упругости. Это позволит при описании к.э. сопряжений с помощью стандартных элементов принимать их сечения такими же, как в ригелях, а приведенные значения модулей упругости назначать, исходя из значений податливости реальных швов при их изгибе в соответствующей плоскости по формуле где I - момент инерции принятого сечения к.э. шва. 4.2.11 В узловых сопряжениях сборных железобетонных элементов, в которых наибольшее влияние на напряженно-деформированное состояние оказывает деформативность при сдвиге и растяжении-сжатии в плоскости, а сопротивление каждого сопряжения моменту в этой плоскости и из плоскости практически близко к нулю, сопряжение рекомендуется моделировать стержнем, жестко защемленным одним концом с шарниром на другом. В стандартных программных комплексах предусмотрены специальные к.э., позволяющие независимо задавать жесткостные характеристики при растяжении-сжатии и сдвиге.

4.3. Многоэтажные рамы каркаса

4.3.1. Плоская расчетная схема многоэтажных связевых каркасов представляет комбинированную конструкцию, состоящую из рамной части и связевого элемента - диафрагмы жесткости (рис. 22, в). В расчетной схеме узлы сопряжения ригелей и плит с колоннами при расчете на вертикальную нагрузку во многих конструктивных решениях рекомендуется принимать шарнирными. При действии горизонтальной нагрузки, в результате конструктивных факторов, описанных в разделе 2, возникает частичное защемление, которое ограничивает поворот колонн относительно элементов сборного перекрытия в продольном и поперечном направлениях. Появление сопротивления взаимному повороту элементов в узлах сопряжения повышает жесткость продольных и поперечных рам, тем самым разгружая связи и диафрагмы жесткости. Учет частичного защемления можно производить введением дополнительных изгибающих моментов в шарнирные узлы сопряжения ригеля с колонной, как это показано на рис. 25, а, либо введением в узел элемента с меньшей жесткостью по сравнению с жесткостью ригеля (рис. 25, б).

Рис. 25. Расчетные схемы рам связевого каркаса с учетом частичного защемления колонн в перекрытии: а - введение дополнительных опорных моментов в шарнирные узлы сопряжения ригеля с колонной; б - введение в расчетную схему участка ригеля с пониженной жесткостью

4.3.2. Характеристикой частичного защемления принята величина податливости сопряжения (обратная величина коэффициента угловой жесткости). Изменения податливости узла сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса вследствие проявления нелинейности незначительна и в практических расчетах можно принимать коэффициент угловой жесткости сопряжения постоянным. 4.3.3. Усилия в элементах рамных каркасов существенно изменяются за счет изменения соотношения жесткостей элементов рамы в процессе нагружения (эксплуатации). Жесткость рамного сопряжения в процессе увеличения изгибающего момента снижается за счет проявления неупругих деформаций в растянутой арматуре, в бетоне и закладных деталях сжатой зоны опорного сечения (см. п. 2). В связи с этим при расчете на вертикальные нагрузки следует учитывать переменную податливость сопряжения ригеля с колонной. 4.3.4. Основная часть усилий в рамном сопряжении возникает от вертикальных нагрузок и в растянутой арматуре допускаются напряжения, соответствующие пределу текучести. Вследствие этого происходит накопление остаточных деформаций и при действии знакопеременных горизонтальных нагрузках имеет место большая деформативность сопряжения ригеля с колонной по сравнению с жестким защемлением. На основании этого при расчете на горизонтальные нагрузки податливость узловых сопряжений перекрытия с колонной следует определять по максимальным усилиям от вертикальных нагрузок.

4.4. Учет нелинейности деформирования стержневых элементов

4.4.1. Физическую нелинейность деформирования стержневых элементов в упругих методах расчета рекомендуется производить на основе итераций с одновременным изменением геометрии сечения за счет трещинообразования и снижения модуля деформаций бетона и арматуры в соответствии с их диаграммами деформирования, включая нисходящие участки.4.4.2. Конструктивную нелинейность деформирования узловых сопряжений рекомендуется учитывать установкой односторонних связей или путем введения различной жесткости соединений в зависимости от направления деформирования. 4.4.3. При расчете рам методом конечных элементов учет нелинейности деформирования целесообразно производить с помощью переменного модуля упругости при постоянной геометрии сечений на основе диаграммам где С φ0 - начальный коэффициент жесткости стыка; С φК и φ R - коэффициент жесткости стыка и угол поворота соединения в стадии предельной по несущей способности. 4.4.5. Точное определение изгибной жесткости стержневых железобетонных элементов основано на распределении продольных деформаций элемента по гипотезе плоских сечений и определении напряжений с использованием аппроксимирующих диаграмм арматуры и бетона. В железобетонном изгибаемом элементе неравномерность деформаций вдоль элемента при изгибе учитывается коэффициентами ψ S и ψ B соответственно для арматуры и бетона.

4.5. Диск перекрытия из сборных элементов

4.5.1. Расчетные схемы сборных балочных дисков перекрытий для расчета на горизонтальные нагрузки, фрагменты которого показаны на рис. 6, 7, зависят в основном от таких факторов, как тип плиты перекрытия, конструкции продольных швов и условий опирания [ 15, 16, 17, 19, 29- 31].4.5.2. Концентрация деформаций происходит в зонах сопряжений сборных конструкций, на основании этого расчетную модель ячейки перекрытия рекомендуется представлять в виде (рис. 26) плоскостных (1) и стержневых (2) элементов, соединенных деформируемыми связями (3). Учет работы перекрытия из своей плоскости производится путем использования в расчетной модели пластин и связей как пространственных элементов. 4.5.3. Плоскостные элементы (1) моделируют работу плиты в горизонтальной плоскости и в расчетной модели представляются конечными элементами типа «плита» или «оболочка». Жесткость пластины в своей плоскости по сравнению с жесткостью связей во много раз выше. Основными параметрами для элементов (1) являются геометрия в плане и назначение приведенной толщины для учета работы пластины на изгиб и кручение.

Рис. 26. Расчетная модель ячейки перекрытия (а) и схемы ее формирования в своей плоскости при отсутствии (б) и наличии (в) заполнения продольных швов

4.5.4. Жесткостные характеристики связей (3) зависят от направления деформирования, которое можно установить на основе анализа кинематической схемы перемещений сборных элементов диска. В общем случае могут быть две граничные схемы: первая схема (рис. 26, б) возникает при отсутствии заполнения продольных швов, тогда горизонтальные нагрузки приводят к независимому параллельному повороту и смещению плит; вторая схема (рис. 26, в) - при полном омоноличивании швов и ячейка перекрытия или объединенные швом плиты перемещаются как единая пластина. Рекомендации к определению податливости связей даны в главе 2. 4.5.5. В составе диска перекрытия температурного блока здания условия работы ячейки перекрытия будут зависеть от размеров сетки колонн и расположения ее в плане здания: ячейка крайнего ряда колонн; ячейка среднего ряда; ячейка примыкающая непосредственно к диафрагме жесткости или лестничной шахте. Это в свою очередь определяет количество наложенных связей между ячейками. 4.5.6. При использовании в качестве расчетных моделей сборных дисков перекрытий сплошных однородных пластин, учет податливости сопряжений рекомендуется производить понижением модуля упругости материала перекрытий на величину коэффициента К е, который определяется по выражению

где f G и f P - прогибы перекрытия в горизонтальной плоскости по модели как сплошной пластины и по пластинчато-стержневой модели соответственно.

5. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

В настоящем разделе приведены примеры определения податливости стыков типовых железобетонных конструкций часто встречающихся в практике проектирования. Даны примеры расчета плоской поперечной рамы связевого каркаса и фрагмента диска перекрытия из многопустотных плит на действие единичных горизонтальных нагрузок. Характеристики податливости закладных деталей приняты по экспериментальным данным НИИЖБ и ОАО ЦНИИПромзданий. Пример 1. Определить линейную податливость вертикального стыка колонн, показанного на рис. 27. Исходные данные: сечение колонн 40 × 40см; бетон тяжелый класса В20 с начальным модулем деформаций Е b = 24000 МПа; продольная арматура из стали класса AIII 4 Æ 28 - A s = 24,63 см 2 , E s = 200000 МПа; коэффициент v = 0,45. Коэффициент приведения равен

Податливость стыка равна

Рис. 27. Пример вертикального стыка колонны

Пример 2. Определить коэффициент угловой жесткости узла сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса с верхней накладкой, показанного на рис. 3, а. Исходные данные: площадь сечения накладки А N = 6 см 2 ; модуль упругости E n = 2,1 × 10 4 кН/см 2 , жесткость опорной закладной детали при сдвиге G Z = 2,5 × 10 3 кН/см, рабочая высота сечения стыка h 0 = 27 c м. Продольное усилие в ригеле от горизонтальной ветровой нагрузки N = 23 к H . Предельный изгибающий момент, воспринимаемый сечением стыка

М и = A N R n h 0 = 6 × 21 × 27 = 3402 кНсм

Коэффициент угловой жесткости сопряжения Влияние продольной силы на жесткость сопряжения определим в предположении, что сила действует в уровне опорной закладной детали (е = 0). Тогда Пример 3. Определить коэффициент угловой жесткости омоноличенного узла сопряжения ригеля с колонной связевого каркаса без верхней накладки, показанного на рис. 3, б, при действии обратного момента. Исходные данные: рабочая высота, ширина и толщина сечения стыка h 0 = 30 см, b = 30 см, d = 2 c м; бетон шва класса В12,5 с модулем упругости Е B = 2100 кН/см 2 , жесткость опорной закладной детали при сдвиге G Z = 2,5 × 10 3 кН/см.Принимая эпюру сжатого бетона шва треугольной формы, высота сжатой зоны определится на основе гипотезы плоских сечений по выражению Пример 4. Определить коэффициент угловой жесткости рамного сопряжения ригеля с колонной, показанного на рис. 4, б в начальной стадии и при действии расчетных нагрузок. Пролет ригеля принимается равным 6м. Верхняя растянутая арматура выполнена из 3 Æ 36 А III . Модуль упругости арматуры E S = 2,1 × l 0 5 M П a , A s = 30,54 см 2 . Соединение осуществлено сваркой опорной закладной детали, ванной сваркой выпусков верхней арматуры и приварки дополнительных соединительных пластин по бокам консоли из листовой стали сечением 100 × 10 мм. Жесткость опорной закладной детали при сдвиге принимаем равной G Z = 2 × 10 5 кН/см.Рассмотрим монтажную стадию при отсутствии бетона омоноличивания. В соответствии с рис. 4, б в сжатой зоне при вертикальных нагрузках сопротивление оказывает сварное соединение по опорной закладной детали и накладки из листовой стали, равные Коэффициент жесткости стыка в начальной стадии при расчетной свободной длине растянутой арматуры l jt , S = 17 c м равен Деформативность рамного узла обеспечивается в основном растянутой арматурой, поскольку суммарные деформации закладных деталей в рассматриваемой конструкции узла, как показывают эксперименты, проведенные в ЦНИИПромзданий, невелики. При омоноличивании швов жесткость сжатой зоны увеличится, а их учет не существенно скажется на снижении коэффициента угловой жесткости. Пример 5. Определить на сколько увеличатся пролетные моменты в балке с податливым защемлением (см. рис. 23) по сравнению с балкой с жестко защемленными опорами. Исходные данные: ригель пролетом l = 6 м, из бетона класса В30, Е B = 3250 кН/см 2 ; момент инерции сечения ригеля J = 294652,7 см 4 . Принимаем коэффициенты угловой жесткости из примера 4 С φ 0 = 4,7 × 10 7 к H см и С φ ui = 2,9 × 10 7 кНсм.Вычисляем параметры для системы уравнений (25)

Изгибающий момент на опоре Соотношение моментов составит Таким образом снижение опорных моментов в упругой стадии составляет всего 7 %. При понижении коэффициента угловой жесткости стыков до значения С M = 2,9 × 10 7 кНсм и изгибной жесткости за счет образования и раскрытия трещин снижение опорного момента может достигать 34%. Пример 6. Определить, как изменятся прогибы трехэтажной двух пролетной рамы (рис. 28, а) от горизонтальной нагрузки при учете возникновения одностороннего податливого защемления в узлах сопряжения ригеля с колонной. Величину коэффициента угловой жесткости принимаем равным С м = 0,2 × 10 7 кН/см. Исходные данные: колонны сечением 40 × 40 из бетона класса В20 (E B = 2700 кН/см 2) армированные 4 Æ 22 AIII (A s = l 5,2 см); ригели типовые высотой 45 см из бетона класса В25 (Е B = 3000 кН/см 2), армированные преднапряженной арматурой 4 Æ 20 AIV (E s = 19000 кН/см 2). Узловые сопряжения выполнены по рис. 3, а. Расчет рамы производим методом конечных элементов с использованием программного комплекса Лира Windows . Учет продольной арматуры в сечениях элементов производим изменением модуля упругости бетона с помощью коэффициента

Модули упругости колонны и ригеля составят E redK = 2700 × 1,14 = 3078 кН / см 2 ; E redR = 3000 × 1,117 = 3351 кН / см 2 . Поскольку задача стоит в определении степени влияния частичного защемления на прогибы рамы расчет производим на единичные горизонтальные нагрузки. Разбивку рамы на конечные элементы производим следующим образом: длина элементов ригеля принимается равной высоте т. е. l r = 45 см; длину элемента, моделирующего податливое защемление принимаем равным l jt = 0,1 h = 4,5 см; длина конечных элементов колонны соответствует высоте этажа. Приведенный модуль упругости элемента сопряжения определится по формуле (29)

Результаты расчета представлены в виде графика на рис. 28, б, где линия (1) соответствует прогибам при всех шарнирных сопряжениях ригеля с колонной и линия (2) прогибам при учете частичного одностороннего защемления колон в узлах сопряжения. Снижение прогибов от горизонтальной нагрузки составило 70 %. При этом изгибающие моменты в уровне защемления колонн в фундаментах снизились в два раза. Пример 7. Оценить жесткость фрагмента перекрытия из типовых многопустотных плит в своей плоскости при действии горизонтальной нагрузки. Фрагмент перекрытия, показанный на рис. 29, а, состоит из двух ячеек по пять плит в каждой. Расстояние между колоннами составляет 6 м. Плиты опираются на железобетонные ригели. Ячейки объединены связевой арматурой Æ 18 А III по крайним плитам распоркам. Плиты выполнены из бетона класса В20, характеристики ригелей взяты из примера 6. Расчет производим методом конечных элементов с использованием программного комплекса Лира Windows .

Рис. 29. Фрагмент сборного перекрытия из многопустотных плит (а), расчетная модель перекрытия при отсутствии бетона омоноличивания в швах (б) и при омоноличивании продольных швов (в)

Необходимо рассмотреть две схемы работы фрагмента перекрытия: без учета продольных межплитных швов т.е. на стадии монтажа и с учетом омоноличивания швов. Принимаем, что ригели фрагмента перекрытия по краям опираются на не смещаемые в горизонтальной плоскости опоры. Горизонтальная единичная нагрузка действует по линии среднего ригеля (рис. 29, б). Расчетная модель фрагмента перекрытия для монтажной стадии показана на рис. 29, б на которой пластины моделируют сборные плиты перекрытия, стержневые элементы - ригели, податливые связи - взаимодействие между плитами и ригелями. Взаимодействием между плитами вдоль продольных швов на стадии монтажа из-за малости пренебрегаем. Для того чтобы исключить сдвиг плит вдоль направления ригелей вводим дополнительный диагональный элемент, соединяющий плиту и ригель в торце каждой плиты (рис. 29, б). Жесткость дополнительных стержней заведомо назначаем большой. Таким образом, податливые связи работают практически только на растяжение-сжатие. Длину податливых связей принимаем равной 17 см. Погонная податливость по опорным площадкам за счет сил трения и сцепления принимаем по данным [ 2] равной 1/ C f = 5,56 × 10 2 см 2 /кН. Взаимодействие по опорным площадкам моделируем в виде 2х стержней (арматура класса А III) площадь сечения которых с учетом ширины плиты 1,5м равна

По плитам распоркам с учетом взаимодействия по опорным площадкам в расчетной модели принимаем диаметр стержней 2,2 см. Характеристики элементов модели представлены в таблице 1.

Таблица 1

Наименование элемента

Форма сечения

Высота (диам), см

Ширина, см

Модуль упр., ×10 3 кН/см?

Диагональная связь на опорах

Тавр Квадрат

Связевая армара

Круг Круг

Связь по опорным площадкам

Торцевой шов при сжатии

Продольный шов

Результаты расчета представлены в таблице 2, где даны значения перемещений среднего ригеля и усилия в наиболее растянутой связевой арматуре.

Таблица 2

Результаты расчета показывают, что в монтажной стадии диск перекрытия обладает существенной деформативностью. Наибольшее влияние на жесткость диска оказывает состояние продольных швов. При их качественном омоноличивании горизонтальные перемещения могут снижаться в 5 раз.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. Александров А.В., Шапошников Н.Н. и др. Расчетная модель многоэтажного здания на основе метода конечных элементов и некоторые результаты ее применения. Доклад на международном симпозиуме «Многоэтажные здания». - М., 1972. - С.51-58. 2. Байков В.Я., Фролов А.К. Анализ деформируемости узлового соединения ригелей с колоннами. - Бетон и железобетон, №2, 1978. - С.26-28. 3. Бондаренко В.М., Бондаренко СВ. Инженерные методы нелинейной теории железобетона. - М.: Стройиздат, 1982. - 287с. 4. Васильков Б.С, Володин Н.М. Расчет сборных конструкций зданий с учетом податливости соединений. М.: Стройиздат, 1985. - 144с. 5. Гранев В.В., Кодыш Э.Н., Трекин Н.Н. Пространственная работа каркасных систем с учетом реальной жесткости узловых сопряжений. Доклад на 1-ой Всероссийской конференции «Бетон на рубеже третьего тысячелетия», книга 2. - Москва, 2001. - С.512-517. 6. Гранев ВВ., Кодыш Э.Н.., Трекин Н.Н. Формирование пространственной дискретной модели каркаса многоэтажного здания. - Пространственные конструкции в новом строительстве и при реконструкции зданий и сооружений. Тезисы докладов международного конгресса MK П K -98. - Москва, Россия, том III , 1998. - С.57. 7. Дроздов П.Ф. Конструирование и расчет несущих систем многоэтажных зданий. Издание 2-е перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1977. - 223с. 8. Дыховичнмй Ю.А., Максименко В.А. Сборный железобетонный унифицированный каркас. - М., Стройиздат, 1985.-295с. 9. Ивашенко Ю.А. Учет неупругой податливости узлов рамных систем. - В кн.: Исследования по бетону и железобетону. - Челябинск: ЧПИ, № 193, 1977. 10. Карабанов Б.В., Довгалюк В.И. Стыки каркасно-панельных конструкций общественных зданий // Обзорн. инф./ Вып. 1. - ЦНТИ, 1984. - 52 с. 11. Катин Н.И., Шитиков Б.А. Закладные детали в колоннах для крепления стальных связей. - Труды /НИИЖБ. М., 1974г. вып.1. 12. Кащеев Г.В., Колчина О.Н. Исследование работы железобетонных связевых каркасов с усовершенствованными типами узлов. - В кн.: Строительные конструкции. Строительная физика. Вып. 2. - М.: ЦИНИС, 1979. 13. Клевцов В.А., Коревицкая М.Г., Иозайтис И.Б., Укялис Г.С. Жесткость диска покрытия одноэтажных промышленных зданий при воздействии горизонтальной нагрузки. Строительное проектирование промышленных предприятий. Реферативная информация. Серия 3, вып. 5, 1971. 14. Кодыш Э.Н., Мамин А.Н., Трекин Н.Н. Экспериментальные исследования работы связевых плит. - Сб. научных трудов «Современные проблемы и перспективы развития железнодорожного транспорта». - РГОТУПС, Москва, 1999 - С.56-59. 15. Кодыш Э.Н., Трекин Н.Н., Кустиков О.В. Взаимодействие пустотных плит перекрытия с различной формой боковых шпонок. - Современные проблемы совершенствования работы железнодорожного транспорта. Межвузовский сборник научных трудов. - Москва, РГОТУПС, 1998. - С.77-78. 16. Кодыш Э.Н., Трекин Н.Н. Пластинчато-стержневая модель ячейки перекрытия для расчета на горизонтальные нагрузки. - Материалы XXX Всероссийской научно-технической конференции «Актуальные проблемы современного строительства». - Пенза, ПГАСА, 1999. - С.56-57. 17. Кодыш Э.Н., Трекин Н.Н. Сборные перекрытия из многопустотных плит. - Материалы региональной научно-практической конференции Трансиб-99. - Новосибирск, 1999- С.484-487. 18. Кодыш Э.Н., Янкилевич Л.М. Расчет связевых каркасов многоэтажных зданий в стадии монтажа. - Железобетонные конструкции промышленных зданий. - М.: ЦНИИпромзданий, 1989. -С.179-191. 19. Кодыш Э.Н., Янкилевич Л.М. Работа диска перекрытия в горизонтальной плоскости в стадии монтажа. Совершенствование конструктивных решений многоэтажных зданий. Сб. научных трудов ЦНИИпромзданий. - Москва, ЦНИИпромзданий, 1992. - С.4-17. 20. Лемыш Л.Л., Лагутичева Г.Д. Границы перераспределения усилий при расчете по прочности рамных железобетонных каркасов многоэтажных зданий. - В сб. Конструкции многоэтажных производственных зданий. - М.: ЦНИИпромзданий, 1988. 21. Лемыш Л.Л., Маргулис О.В. Расчет рам каркасов с учетом физической и геометрической нелинейности, податливости узлов сопряжения сборных элементов и основания. - Эффективные конструктивные решения железобетонных элементов многоэтажных промышленных зданий. Сб. научных трудов ЦНИИпромзданий. - Москва, 1991. - С. 151-168. 22. Матков Н.Г. Стыки железобетонных элементов каркасов многоэтажных зданий // Обзор. - М.: ВНИИПС, 1982 - 95 с. 23. Никитин И.К. Каркасы многоэтажных зданий с шарнирными и жесткими узлами // Конструкции многоэтажных производственных зданий. Сб. научн. трудов. - М.. ЦНИИпромзданий, 1988. - С.5-15. 24. Никитин И.К. Уточнение статического расчета железобетонных рамных каркасов с учетом физической нелинейности на действие эксплуатационных нагрузок. - В сб. Железобетонные конструкции промышленных зданий. - М: ЦНИИпромзданий, 1984. 25. Никулин А.В., Ларионов С.Г. Прочность и деформации связевого каркаса зданий павильонного типа при горизонтальных нагрузках // Инженерные проблемы современного железобетона: Сб. научн. статей; Ивановский инж.-строит. ин-т. -Иваново, 1995. - С.278-282. 26. Паньшин Л.Л. Расчет несущих систем многоэтажных зданий с нелинейно-деформируемыми связями. - Реферативный сборник. Межотраслевые вопросы строительства. - ЦИНИС Госстроя СССР, вып. 6, 1969. - С.36-41. 27. Рекомендации по проектированию стальных закладных деталей для железобетонных конструкций. - М.:, Стройиздат, 1984 - 88с. 28. Рекомендации по расчету прочности и жесткости железобетонных рам с нелинейными диаграммами деформации узлов и элементов на горизонтальные нагрузки. ЦНИИЭПжилища - Москва, 1976. 29. Семченков А.С., Десятник С.И., Кутовой А.Ф. Испытание дисков перекрытий из панелей 2 Т. - Бетон и железобетон, №2, 1985. - С.7-9. 30. Семченков А.С., Третьяков Б.И., Кутовой А.Ф. и др. Работа дисков перекрытий из настилов с продольными шпонками. - Бетон и железобетон, № 1, 1983. - С.35-36. 31. Семченков А.С., Третьяков Б.И., Кутовой А.Ф. Совершенствование методов расчета и конструирования сборных дисков перекрытий общественных зданий. - Обзорная информация. - Вып. 1. - М: 1986. - 56с. 32. Складнев Н.Н., Васильев Б.Ф., Кодыш Э.Н. Рекомендации по статическому расчету связевых железобетонных каркасов многоэтажных производственных зданий со стальными связями. - М: ЦНИИпромзданий, МИСИ, 1982. - 36с. 33. Складнев Н.Н., Кодыш Э.Н., Андреев В.В. Рекомендации по статическому расчету связевых каркасов многоэтажных производственных зданий с произвольными связевыми элементами (включая ядра жесткости). - М.: ЦНИИСК, ЦНИИпромзданий, МИСИ, 1988 - 25с. 34. Смилянский Л.М. Натурные исследования узлов сопряжения сборных железобетонных конструкций в каркасах одноэтажных промышленных зданий. - Труды ЦНИИПромзданий, М, вып. 18, 1970. 35. Стыки сборных железобетонных конструкций. - Сб. статей НИИЖБ под общей ред. А.П. Васильева. - Москва, Стройиздат, 1970. - 189с. 36. Трекин Н.Н. Деформации ячейки перекрытия из многопустотных плит в своей плоскости. - Сб. научных трудов «Современные проблемы и перспективы развития железнодорожного транспорта». - РГОТУПС, Москва, 1999. - С.73-75. 37. Трекин Н.Н., Кодыш Э.Н., Вавилов О.В. Работа узловых сопряжений полносборных быстромонтируемых зданий / ЦНИИПромзданий. - М., 2001. - 12с.: ил. - Рус. - Деп. в ВИНИТИ. 38. Трекин Н.Н., Мамин А.Н. Оценка влияния межплитных швов на совместную работу пустотных плит. - Материалы XXX Всероссийской научно-технической конференции «Актуальные проблемы современного строительства». - Пенза, ПГАСА, 1999. - С. 59-60. 39. Ханджи В.В. Расчет многоэтажных зданий со связевым каркасом. - М.: Стройиздат, 1977. - 187с. 40. Холмянский М.М. Закладные детали сборных железобетонных элементов. М., Стройиздат, 1968г. 208с. 41. Шапиро Г.А., Захаров В.Ф. и др. О влиянии податливости рамных узлов на работу железобетонных каркасов при больших горизонтальных нагрузках. - В сб. Работа конструкций жилых зданий из крупноразмерных элементов. - Москва, С, вып. 4, 1979. - С.4-26.

Стыки многоэтажных сборных рам , как правило, вы­полняют жесткими. При шарнирных стыках уменьшается общая жесткость здания и снижается сопротивление де­формированию при горизонтальных нагрузках.

Жесткие стыки колонн мно­гоэтажных рам воспринимают продольную силу N, изгибаю­щий момент М и поперечную силу Q. Арматурные выпуски стержней диаметром до 40 мм стыкуют ванной сваркой (рис. XV. 10). При четырех арматур­ных выпусках для удобства сварки устраивают специаль­ные угловые подрезки бетона длиной 150 мм, при арматур­ных же выпусках по перимет­ру сечения подрезку бетона делают по всему периметру. Концы колонн, а также места подрезки бетона усиливают поперечными сетками и заканчивают стальной центрирую­щей прокладкой (для удобст­ва рихтовки на монтаже). По­сле установки и выверки сты­куемых элементов колонны и сварки арматурных выпус­ков устанавливают дополнительные монтажные хомуты диаметром 10-12 мм. Полости стыка - подрезки бетона и узкий шов между торцами элементов замоноличивают в инвентарной форме под давлением. Исследования по­казали достаточную прочность и надежность стыка. В сравнении с другими стыками, устраиваемыми на сварке стальных закладных деталей, описанный стык экономичнее по расходу стали и трудоемкости.

Уменьшение изгибающего момента в стыках колонн многоэтажного каркасного здания в большинстве случа­ев достигается выбором места расположения стыка бли­же к середине высоты этажа, где изгибающие моменты от действия вертикальных и горизонтальных нагрузок приближаются к нулю и где улучшаются условия для монтажа колонн.

Стыки считают для 2х стадий работы:

А) до замоноличивания стыка- на нагрузки действующие на данном этапе возведения здания.

При определении усилий такие стыки условно принимают шарнирными.

Б) после зомоноличивания стыка – на нагрузки, действующие на данном этапе возведения здания

и при эксплуатации, при определении усилий такие стыки принимают жёсткими.

Расчёт не замоноличенных стыков производят на местное сжатие бетона колонны центрирующей прокладки.

Расчёт замоноличенных стыков производит как для сечения колонны на участке с подрезками с учётом следующих указаний:

А) при наличии косвенного армирования сетками как в бетоне колонны так и в бетоне замоноличивания расчёт ведут в соответствии с рекомендациями по расчёту сжатых ж.б. элементов усиленных косвенным армированием, при этом рассматривается цельное сечение

Б) При наличии косвенного армирования только в бетоне колонны расчёт производят только с учетом косвенного армирования но без учета бетона замоноличивания либо наоборот.

2. Виды и особенности конструкций, и расчета ригелей, балок, ферм

Сборные конструкции зданий, смонтированные из от­дельных элементов, совместно работают под нагрузкой благодаря стыкам и соединениям, обеспечивающим их надежную связь. Стыки и соединения сборных конструк­ций можно классифицировать по функциональному приз­наку (в зависимости от назначения соединяемых элемен­тов) и по расчетно-конструктивному (в зависимости от вида усилий, действующих на них).

По функциональному признаку различают стыки колонн с фундаментами, ко­лонн друг с другом, ригелей с колоннами, узлы опирания подкрановых балок, ферм, балок покрытий на колонны, узлы опирания панелей на ригели и т. п.

По расчетно-конструктивному признаку различают стыки, испытывающие сжатие, например стыки колонны (рис. Х.8,а); стыки, испытывающие растяжение, напри­мер стыки растянутого пояса фермы (рис. Х.8,б); сты­ки, работающие на изгиб с поперечной силой, например в соединении ригеля с колонной (рис. Х.8,в), и т. п.

В стыках усилия от одного элемента к другому пере­даются через соединяемую сваркой рабочую арматуру металлические закладные детали, бетон замоноличивания.

Размеры зазоров между соединяемыми элементами назначают возможно меньшими. Их величину обычно оп­ределяют доступностью сварки выпусков арматуры, удобством укладки в полости стыка бетонной смеси из условия погашения допусков на изготовление и монтаж; она может составлять 50-100 мм и более. При заливке швов раствором, особенно под давлением, зазор может быть минимальным, но не менее 20 мм.

Стальные закладные детали для предотвращения кор­розии и обеспечения необходимой огнестойкости элемен­тов покрывают защитным слоем цементного раствора по металлической сетке.

Концевые участки сжатых соединяемых элементов (например, концы сборных колонн) усиливают попереч­ными сетками косвенного армирования. При соединении с обрывом продольной рабочей арматуры в зоне стыка усиление поперечными сетками производят по расчету. Сетки устанавливают у торца элемента (не менее 4 шт.) на длине не менее 10d стержней периодического профиля, при этом шаг сеток s должен быть не менее 60 мм, не более 7з размера меньшей стороны сечения и не более 150 мм (рис. Х.9). Размер ячеек сетки должен быть не менее 45 мм, не более 1/4 меньшей стороны сечения и не более 100 мм.

В стыках и соединениях сборных железобетонных эле­ментов стальные закладные детали часто проектируют в виде пластинок и приваренных к ним анкеров, испытывающих действие усилий М, N, Q (рис. Х.11). Для расчета анкеров изгибающий момент заменяют парой сил с плечом г и усилия определяют с учетом опытных коэффициентов. Площадь поперечного сечения анкеров наиболее напряженного ряда:

Стыки растянутых элементов выполняют сваркой вы­пусков арматуры или стальных закладных деталей, а в предварительно напряженных конструкциях - пропус­ком через каналы или пазы элементов пучков, канатов или стержневой арматуры с последующим натяжением. Сварные стыки растянутых элементов конструируют так, чтобы при передаче усилий не происходило разгибания закладных деталей, накладок или выколов бетона.

Для передачи сдвигающих усилий на поверхности соединяемых элементов устраивают пазы, которые после замоноличивация образуют бетонные шпонки. Примене­ние бетонных шпонок целесообразно в бесконсольных стыках ригелей с колоннами, где их располагают так, чтобы бетон шпонок работал в наклонном сечении на сжатие, в стыках плитных конструкций, для повышения жесткости панельных перекрытий в своей плоскости и др. (рис. X.13).

Промышленного и коммерческого назначения представляют собой рамные конструкции состоящие из колонн, балок перекрытия, ферм или ригелей. Как правило, такие здания нередко обладают большими пролетами и высотой, что заставляет производителей и строителей широко использовать стыковые узлы в различных элементах стальных строительных конструкций.

Монтажный стык на накладках при помощи болтового соединения

Подготовка стыка к сварке. Разделка кромок и установка на направляющих планках.

Стык после сварки, шов зачищен, направляющие пластины срезаны

Применение заводских стыков в первую очередь обусловлено экономическими причинами и размером металлопроката. Из опыта производства металлоконструкций последних лет, в строительстве промышленных зданий в 80% случаев используется нормальная, колонная или широкополочная балка по СТО АСЧМ 20-93, ГОСТ26020-83,и порядка 20% приходится на сварную балку переменного сечения. Стандартная длина двутавровых балок 12,0м, листового проката 6,0м, в целях сокращения издержек на раскрой материалов, приходится производить заготовку отправочных элементов по нарастающей. Например, при длине колонн 10800мм, из одной прокатной балки 12000мм у нас получается заготовка для целой колонны 10800мм и остаток 1200мм, следующую колонну мы получаем наращивая новую прокатную балку получившимся остатком (1200+12000=13200) и снова отрезаем 10800, после чего с полученным остатком 2400мм поступаем так же как описано выше и так далее. С листовой составной балкой поступаем аналогичным образом непосредственно при раскрое листа, но на самих балках стык делается не в одной плоскости, а разносится, стенка варится в одном месте, полки стыкуются под углом 60 и варятся выше и ниже стыка стенки. Конечно же, в обоих случаях приходится учитывать и место стыка, не допуская его попадание в зону максимальных нагрузок и места сопряжения других элементов конструкции. Заводской стык на колоннах и балках выполняется по условиям расчета согласно СНиП II-23-81*, наиболее часто в заводских реалиях находит применение сварной стыковой шов в с полным проваром и разделкой кромок поясов и стенок сопрягаемых деталей. В случаях, когда нужно обеспечить надежность стыка и основного металла в зонах действия значительных моментов и поперечных сил, стык усиливают накладками, установленными на полки и стенки балки. Для оптимизации процесса проектирования КМ или разработки КМД при производстве металлоконструкций можно так же применять типовую серию 2.400-10 «Нормали заводских стыков профилей в строительных стальных конструкциях», где уже произведен расчет равнопрочности стыка с основным металлом и даны конструктивные решения стыков соединяемых элементов из швеллеров, уголков и двутавров.

Монтажные стыки выполняются из-за ограниченных возможностей транспортирования крупногабаритных металлоконструкций автомобильным и железнодорожным транспортом, при их длине более 15 метров с точки зрения удобства и экономии целесообразнее расчленить конструкцию на более мелкие элементы для доставки потребителю. Объединение отправочных элементов в одно целое производится непосредственно на строительной площадке силами монтажной организации. Монтажные стыки балок и колонн выполняются сварными или болтовыми, по сравнению с заводскими они более трудоемкие и затратные из-за необходимости применения дополнительных элементов для усиления и позиционирования деталей в узлах сопряжений. Самый лучший вариант конечно сварной, встык с полным проваром при условии раздела кромок и физическом методе контроля, однако на монтаже не всегда условия сварки и контроля качества швов соответствуют расчетным, поэтому, как правило, монтажные соединения изначально делаются на накладках усиливающих прочность стыка. Болтовые монтажные соединения так же выполняются на накладках предпочтительно с использованием высокопрочных болтов, такие соединения металлоемки, требуют значительных трудозатрат при производстве, к тому же отверстия ослабляют сечения элементов, однако с точки зрения монтажа их легче собрать и они не требуют высокоспециализированного персонала для выполнения качественного стыка. Довольно эффективны фланцевые соединения, но мало распространены в силу своей повышенной деформативности. Согласно СП 16.13330.2011 – «стыковку колонн на монтаже необходимо производить фрезерованными торцами сваренными встык, либо на накладках со сварными или болтовыми соединениями, в том числе на высокопрочных болтах, так же допускается использование фланцевых соединений воспринимающих растягивающее усилие болтами, а сжимающее через прижим поверхностей фланцев».

Для упрощения процесса монтажа колонны должны доставляться на строительную площадку возможно большей длины. Место, в котором отдельные участки колонн соединяются друг с другом, называется монтажным стыком, а отправляемые с завода участки называются отправочными марками. Длины отправочных марок ограничены транспортными возможностями и не превышают в общем случае 20-22 м. Отрезки колонн, определяемые длиной прокатных элементов, имеют в большинстве случаев длину до 15 м; при больших длинах металлургические заводы начисляют наценку. Размеры отправочных марок очень мощных колонн часто ограничиваются грузоподъемностью используемых транспортных и монтажных механизмов.

Часто возникает необходимость устройства стыков в процессе изготовления колонн на заводе, например из-за изменения поперечного сечения или по другим причинам.

В месте стыка отрезки колонны должны иметь плоские резы, строго перпендикулярные к оси стержня. При незначительных усилиях эти резы делают пилой. При больших усилиях торцы колонн должны быть фрезерованы. По действующим нормам часть усилия в месте стыка может быть передана непосредственно через торцы. Остаток усилия передается с помощью сварки или болтов. При наличии изгибающих моментов растягивающие напряжения должны полностью восприниматься соединениями.

1 и 2. Наипростейший сварной стык - стыковыми швами (рис.1), который может быть применен и при стыковании однотипных профилей разной площади сечения (рис. 2). Если такой стык выполняется на монтаже, то для временной фиксации положения до начала сварки необходима установка вспомогательных клиньев, подкладок и т. п.

3. Соединение встык на болтах. Усилия передаются через накладки, крепящиеся болтами. При изменении поперечного сечения требуется установка прокладок (заштрихованная часть). Этот стык хотя и не требует выполнения сварки на монтаже, но из-за увеличения габарита колонны в месте стыка не всегда приемлем.

4. В колоннах наиболее часто применяют стык с торцовыми пластинами. Пластины, приваренные к торцам обеих колонн, должны плотно прилегать друг к другу. Так как торцовые пластины при сварке коробятся, то иногда требуется повторная строжка их поверхностей после сварки. Этот тип стыка также используют при выполнении заводских стыков, если поперечные сечения стыкуемых частей колонны значительно отличаются друг от друга. В этом случае пластины свариваются друг с другом.

5. Часто бывает необходимо пропустить в стыке колонн прогон. Колонны имеют приваренные торцовые пластины по типу стыка 4. Прогон укрепляется ребрами жесткости, через которые усилия с верхнего участка колонны передаются на нижний участок. Ребра жесткости должны плотно прилегать вверху и внизу и вследствие наличия допусков в прокатных профилях обязательно пригоняются. При сварных профилях такая подгонка не требуется.

Примыкание балок

В месте примыкания реакции балок передаются на колонны. Конструкция примыкания балок должна:

• обеспечивать передачу усилий; во время монтажа допускать некоторую подвижку;
• быть выполнима простыми средствами, по возможности без лесов и подмостей.

От конструкции крепления балок зависит трудоемкость их изготовления и монтажа, а следовательно, экономичность конструкции в целом.

1. Примыкание, обеспечивающее передачу только поперечных сил. Поперечные силы, передающиеся с балок, вызывают в колоннах только продольные силы. Примыкание можно рассматривать как шарнирное, если оно выполнено на болтах, так как болтовые соединения несколько податливы.

2. Примыкание неразрезных балок, передающих на колонны только вертикальные усилия и не передающие изгибающие моменты. Это достигается тем, что колонна имеет под балкой и над балкой шарниры

3. Очень часто колонны так гибки по сравнению с балками, что и при жестком примыкании балок к колоннам можно с достаточной точностью считать, что колонны не воспринимают изгибающего момента от балок.

4. В рамах поперечные силы и изгибающие моменты передаются с балок на колонны. Крепления балок в этом случае рассчитываются на оба усилия.