КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ УЗЛОВЫХ СОПРЯЖЕНИЙ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ

МОСКВА 2002

 

Рекомендовано к изданию решением Научно-технического советаОАО «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.с. Трекин Н.Н. (ОАО «ЦНИИПромзданий)

Научный редактор: д-р техн. наук, проф. Кодыш Э.Н. (ОАО «ЦНИИПромзданий)

 

СОДЕРЖАНИЕ

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.

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/C_х, 1/C_y, 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).

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, 8N_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

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.

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

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.

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 п 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; А_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 [4, 35] усредненный коэффициент линейной жесткости стыков для колонн сечением 40´ 40 см составляет С_Z =7 ´ 10⁶ кН/м.

Рис. 13. Диаграмма сжатия вертикального стыка колонн

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

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).

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.

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

4.3.3. 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.

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´ 40 см; бетон тяжелый класса В20с начальным модулем деформаций Е_b = 24000 МПа; продольная арматура из стали класса AIII 4Æ 28- A_S = 24, 63 см², E_S = 200000 MПa; коэффициент v = 0, 45.

Коэффициент приведения равен

α = E_S/E_B = 200000/24000 = 8, 33.

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 A_N = 6см²; модуль упругости Е_N = 2, 1 ´ 10⁴кН/см², жесткость опорной закладной детали при сдвиге G_Z = 2, 5 ´ 10³ кН/см, рабочая высота сечения стыка h₀ = 27 см. Продольное усилие в ригеле от горизонтальной ветровой нагрузки N = 23 кН.

Предельный изгибающий момент, воспринимаемый сечением стыка

М_и = А_NR_nh₀ = 6 ´ 21 ´ 27 = 3402 кНсм

Коэффициент угловой жесткости сопряжения

Коэффициент угловой жесткости неомоноличенного сопряжения при действии обратного момента определим с учетом продольного изгиба верхней пластины. При гибкости пластины

коэффициент угловой жесткости сопряжения

Влияние продольной силы на жесткость сопряжения определим в предположении, что сила действует в уровне опорной закладной детали (е = 0).Тогда

Коэффициент угловой жесткости сопряжения с учетом продольной силы

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 h₀ = 30 см, b = 30 см, d = 2 см; бетон шва класса В12, 5 с модулем упругости Е_В = 2100 кН/см², жесткость опорной закладной детали при сдвиге G_Z = 2, 5 ´ 10³ кН/см.

Принимая эпюру сжатого бетона шва треугольной формы высота сжатой зоны определиться на основе гипотезы плоских сечений по выражению

Коэффициент угловой жесткости сопряжения

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 6 м. Верхняя растянутая арматура выполнена из 3 Æ 36 АIII. Модуль упругости арматуры E_S = 2, 1 ´ 10⁵ MПa, A_S = 30, 54 см². 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 ´ 10⁵ 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

N_R1 = Δ ₁G_Z; N_R2 = Δ ₂B_R,

где

Выражение для изгибающего момента в опорном сечении относительно центра тяжести растянутой арматуры определиться по выражению

M = G_Z ·Δ ₁ · Z_R1 + B_R · Δ ₂ · Z_R2.

Приведенное значение плеча внутренней пары силопределим из условия

Коэффициент жесткости стыка в начальной стадии при расчетной свободной длине растянутой арматуры l_{jt, S} = 17 смравен

Коэффициент угловой жесткости стыка в стадии близкой к предельной определим по величине угла поворота опорного сечения соответствующего допустимому прогибу конструкции при равномерно распределенной нагрузке. При f = l/200 угол поворота опорного сечения составит φ = 0, 016.

Несущая способность узлового сопряжения равна

М = A_SR_SZ_red = 30, 54 ´ 36, 5 ´ 41, 69 = 46472, 26 кНсм.

Коэффициент угловой жесткости, соответствующий предельному повороту опорного сечения составит

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 сбалкой с жестко защемленными опорами. Исходные данные: ригель пролетом l = 6 м, из бетона класса В30, Е_В = 3250 кН/см²; момент инерции сечения ригеля J = 294652, 7 см⁴.Принимаем коэффициенты угловой жесткости из примера 4 С_М = 4, 7 ´ 10⁷ кНсм и С_Мl = 2, 9 ´ 10⁷ 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 ´ 10⁷ кНсми 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 ´ 10⁷ кН/см. Исходные данные: колонны сечением 40´ 40 из бетона класса В20 (Е_В = 2700 кН/см²) армированные 4 Æ 22 AIII (A_S = 15, 2 см²); ригели типовые высотой 45 см из бетона класса В25 (Е_В = 3000 кН/см²), армированные преднапряженной арматурой 4 Æ 20 AIV (E_S = 19000 кH/см²). Узловые сопряжения выполнены по рис. 3, а.

Рис. 28. Расчетная схема рамы (а), график прогибов от горизонтальной нагрузки (б) и поперечные сечения элементов рамы (в)

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

где J_redi и J_Bi - моменты инерции сечений с учетом продольного армирования и только для бетонного сечения.

Определяем геометрические характеристики сечений элементов рамы (рис. 2.П, в):

колонны:

J_redK = 213333, 3 + 7, 03 ´ 2 ´ 7, 6 ´ 17² = 244214, 7 см⁴;

K_JK = 244214, 7/213333, 3 = 1, 14;

ригеля:

A_R = 30 ´ 30 + 53, 5 ´ 22 = 1867 см²;

A_redR = 1867 + 7, 03 ´ (12, 56 + 4, 02) = 1983 см²;

S_B = 30 ´ 23 ´ (22 + 11, 5) + 53, 5 ´ 22 ´ 11 = 36062 см³;

S_redR = 36062 + 7, 03 ´ (12, 56 ´ 4, 5 + 4, 02 ´ 42) = 37645, 9 см³;

у_0R = 36062/1867 = 19, 3 см; у_redR = 37645, 9/1983 = 18, 9 см;

J_redR = 227812, 5 + 30 ´ 45 ´ (22, 5 - 18, 9)² + 20852, 3 + 23, 5 ´ 22 ´ (18, 9 - 11)² + 7, 03 ´ 4, 02 ´ (43 - 18, 9)² + 7, 03 ´ 12, 56 ´ (18, 9 - 4, 5)² = 333150 см⁴;

K_JR = 333150/298104 = 1, 117.

Модули упругости колонны и ригеля составят

E_redK = 2700 ´ 1, 14 = 3078 кН/см²;

E_redR = 3000 ´ 1, 117 = 3351 кН/см².

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, 1h = 4, 5 см; длина конечных элементов колонны соответствует высоте этажа. Приведенный модуль упругости элемента сопряжения определиться по формуле (29)

Результаты распета 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 колонн 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 АIII 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/С_f = 5, 56 ´ 10² см²/кН. Взаимодействие по опорным площадкам моделируем в виде 2х стержней (арматура класса АIII) площадь сечения которых с учетом ширины плиты 1, 5 м 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

№ п/п	Наименование элемента	Форма сечения	Высота (диам.), см	Ширина, см	Модуль упр., ´ 103 кН/см2
1	2	3	4	5	6
1.	Плита	Прямник	13		2, 7
2.	Ригель	Тавр	45	53, 5	3, 0
3.	Диагональная связь на опорах	Квадрат	20	20	20
4.	Связевая арматура	Круг	2, 2		20
5.	Связь по опорным площадкам	Круг	1, 2		20
6.	Торцевой шов при сжатии	Прямник	22	37, 5	2, 1
7.	Продольный шов	Прямник	13		2, 1

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

Таблица 2

№ п/п	Характеристика расчетной модели	Максимальные перемещения, см	Максимальные усилия в связевой арматуре, кН
1	2	3	4
1	Все швы не омоноличены	9, 4	4, 8
2.	Омоноличены только торцевые швы	4, 4	3, 5
3.	Омоноличены только продольные швы	1, 8	2, 5
4.	Все швы омоноличены	1, 1	2, 01

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.Н., Фролов А.К. Анализ деформируемости узлового соединения ригелей с колоннами. - Бетон и железобетон, № 2, 1978. - С. 26 - 28.

3. Бондаренко В.М., Бондаренко С.В. Инженерные методы нелинейной теории железобетона. - М.: Стройиздат, 1982. - 287 с.

4. Васильков Б.С., Володин Н.М. Расчет сборных конструкций зданий с учетом податливости соединений. М.: Стройиздат, 1985. - 144 с.

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 В.В., 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 МКПК-98. - Москва, Россия, том III, 1998. - C. 57.

7. Дроздов П.Ф. Конструирование и расчет несущих систем многоэтажных зданий. Издание 2-е перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1977. - 223 с.

8. Дыховичный Ю.А., Максименко В.А. Сборный железобетонный унифицированный каркас. - М., Стройиздат, 1985. - 295 с.

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., 1974 г. 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 XXXВсероссийской 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 A.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. - 88 с.

28. Рекомендации по расчету прочности и жесткости железобетонных рам с нелинейными диаграммами деформации узлов и элементов на горизонтальные

123456Следующая ⇒

Поделиться: